Проектирование рабочей площадки промышленного здания

МК-№1.dwg

Материал: настила-С245
Все сварные швы обозначены на чертеже.
Торец колонны фрезировать.
План балочной клетки
Спецификация металла
УКРУПНИТЕЛЬНЫЙ СТЫК СВАРНОЙ БАЛКИ ГБ1 М1:20
УЗЕЛ СОПРЯЖЕНИЯ БАЛОК НАСТИЛА М1:20
УЗЛЫ ОПОРНЫЕ ГБ1 М1:20
Стальной настил t=10 мм
МОНТАЖНАЯ СХЕМА М1:200
Проектирование металлических конструкций рабочей площадки
промышленного здания

Раздел 3.doc

1.РАСЧЕТ СТЕРЖНЯ СПЛОШНОЙ КОЛОННЫ.
1.1. ПОДБОР СЕЧЕНИЯ КОЛОННЫ.
Принимаем сечение колонны в виде сварного двутавра определяем требуемую площадь сечения по формуле:
где N – расчетное усилие в колоне N = 589 кН (см. раздел 2.1.); g - коэффициент условия работы (прил. 13 [1]) g = 095.
Чтобы предварительно определить коэффициент j (см. прил. 7 [1]) задаемся гибкостью колонны:
l = 70 то j = 0850 Атр = 589085*245*095 = 62 см. Принимаем размеры 38х30 см. Требуемый радиус инерции соответствующий заданной гибкости: m1 =1 см. табл. 71а [2]. iтр = lol = 36070 = 525 см. Зависимость радиуса инерции от типа сечения приближенно выражается формулами:
rx = a1*h rу = a1*b (3.3.)
где h и b – высота и ширина сечения; a1 и a2 - коэффициенты для определения соответствующих радиусов инерции для наиболее распространенных сечений приведен в табл. 8.1. [1] a1 = 043*h; a2 = 024*b.
Отсюда определяются требуемые генеральные размеры:
hтр = iтрa1 = 525043*38 = 07 см.
bтр = iтрa2 = 525024*30 = 16 см.
Компоновка сечения: высота стенки hст = hв – tп = 38 – 2*12 = 356 см (принимаем предварительно толщину полки 14 см.). То А = 356*14 + 2*30*14 = 13384 см.
s = Njmin*А ≤ R*g (3.4.)
где jmin зависит от lma Предельная гибкость колонны lmax = 120 то jmin = 0413.
s = Njmin*А = 5890413*13384 = 223 кНсм R*g = 245 кНсм.
1.2РАСЧЕТ БАЗЫ КОЛОННЫ.
Запроектируем базу сплошной колонны двутаврового сечения. Материал базы – сталь С245 R = 245 МПа = 245 кНсм при t = 2-10 мм.
Бетон фундамента Кл. В10 Rпр = 7 МПа = 07 кНсм. Нагрузка на базу: от собственный вес колонны: (0356 + 2*030)*525*785*12 = 464 кН ; N = 589 + 464 = 1053 кН.
Требуемая площадь плиты базы:
Апл тр. = NRпр*g = 105307*12 = 2411 см.
По ориентировочному значению коэффициента g = 12 принимаем плиту размерами 550х550 мм. Принимая площадь по обрезу фундамента Аф = 90*90 = 8100см корректируем коэффициент g:
g = АфАпл = 81003025 = 127 12.
Далее рассчитываем напряжение под плитой базы:
sф = 105355*55 = 082 Rпр*g = 07*126 = 088 кНсм.
Конструируем базу колонны с траверсами толщиной 10 мм привариваем их к полкам колонны и к плите угловыми швами. Вычисляем изгибающие моменты на различных участках для определения толщины плиты.
Участок 1 опертый на 4 канта:
Отношение сторон ba = 358288 = 124 a = 00654 (табл. 8.6. [1]):
Мпл.1 = a*q*а = 00654*082*288 = 445 кН*см (q = sф).
Участок 2 консольный отношение ba = 30085 = 352 > 2:
М2 = q*l2 = 082*852 = 2962 см .
Участок 3 не проверяем так как он имеет меньший консольный свес. Определяем толщину плиты по максимальному моменту:
tпл ≥ 6*МmaxR (3.5.)
tпл ≥ 6*445245 = 33 см.
Принимаем плиту толщиной tпл = 40 мм.
Таким образом с запасом прочности усилие в колонне полностью передается на траверсы не учитывая прикрепления торца колонны к плите.
Прикрепление траверсы к колонне выполняется полуавтоматической сваркой в углекислом газе сварочной проволокой Св08Г2С. Толщину траверс принимаем tтр = 12 мм высоту hтр = 500 мм. Расчетная характеристики: Rсвуш = 180 МПа = 180 кНсм; Rсвус = 045*370 МПа = 1666МПа = 1665 кНсм; bш = 07; bс = 10; Rсвуш *bш = 07*180 = 126 кНсм Rсвус *bс = 10*1665 = 1665 кНсм gсвуш = gсвус = 1
Прикрепления рассчитываем по металлу шва принимая катет угловых швов kш = 12 мм:
sш = Nkш*4*lш (3.6.)
sш = 105312*4*(50-2) = 811 кНсм 126 кНсм.
Проверяем допустимую длину шва:
lш = (50-2) = 48 см 85*bш* kш = 85*07*12 = 714 см.
Требование максимальной длине швов выполняется. Крепление траверсы к плите принимаем угловыми швами kш = 10 мм.
Проверяем прочность швов:
sш = Nkш*lш = 10531*2*(53 + 2*338 + 28) = 923 кНсм 126 кНсм.
Швы удовлетворяют требованиям прочности. При вычислении суммарной длины швов с каждой стороны шва не учитывалось по 1 см на непровар.
Приварку к торца колонны к плите выполняем конструктивными швами kш = 6 мм так как эти швы в расчетах не учитывались.
Рис. 3.1. База колонны.
1.3 РАСЧЕТ ОГОЛОВКА КОЛОННЫ.
Нагрузка на колонну передается через фрезерованные торцы опорных балок расположенных близко к центру колонны то плита оголовки придерживает с низу ребрами идущими под опорными ребрами балок (см. рис.3.3.).
Ребро оголовка приваривают к опорной плите и к стене колонны при сплошном стержне. Швы прикрепляющие ребро оголовка к плите должны выдерживать полное давление на оголовок. Проверяем их по формуле:
s = Nkш*lш (Rсвус *bс)min*g (3.7.)
где N = 589 кН; принимаем kш = 12 мм; принимаем Rсвуш = 215 МПа = 215 кНсм по прил. 4 [1] Rсвус = 165 МПа = 165 кНсм по табл. 5.4. [1] bш = 09 bс = 105. bш*Rсвуш = 09*215 = 193 кНсм > bс*Rсвус = 105*165 = 1732 кНсм; lш = 28*2 + 268*4 = 1632 см.
s = 58912*1632 = 63 кНсм (Rсвус *gсвус *bс)min*g = 21 кНсм.
Высоту ребра оголовка определяем требуемой длиной швов передающую нагрузку на стержень колонны:
hp = N4*kш*(Rсвус *gсвус *bс)min*g = 5894*12*21 = 122 см.
Принимаем hp = 15 см.
Толщину ребра оголовка определяем из условия сопротивления на смятие под полным опорным давлением:
tp = Nlсм*Rсм.р (3.8.)
принимаем tp = 14 см.
Назначение толщину ребра следует проверить его на срез по формуле:
t = 05*N2*hp*tp ≤ Rср (3.9.)
t = 05*5892*15*14 = 145 кНсм ≤ Rср = 155 кНсм.
Опорная плита оголовка передает жесткость давление от вышележащей конструкции на ребра оголовка и служит для скрепления балок с колоннами монтажными болтами фиксирующими проектное положение балок.
Толщину оперной плиты принимаем конструктивно - 20 мм. Размеры опорной плиты 42х34 см.
2. РАСЧЕТ СТЕРЖНЯ СКВОЗНОЙ КОЛОННЫ.
Принимаем сечение колонны из 2—ух швеллеров определяем требуемую площадь сечения по формуле:
где N – расчетное усилие в колонне N = 589 кН (см. раздел 2.1.); g - коэффициент условия работы (прил. 13 [1]) g = 095.
l = 70 то j = 0850 Атр = 589085245095 = 677 см.
По сортаменту подбираем 2 швеллера №27:
F = 352 см2; Iх = 4160 см4; iу = 273 см.
Расчетные длины колонны:
loу = 07lу = 07525 = 36 м.
Гибкость стержня колонны относительно нейтральной оси:
lх = loxix = 4120109 = 50 то j = 0805
Проверяем сечение на устойчивость относительно оси х-х:
s = N2jА = 58920805352 = 23 кНсм R = 245 кНсм.
Вычисляем требуемый момент инерции и радиус инерции относительно оси у—у:
lу = √lх2 - l12 = √502 – 402 = 45.
Определим расстояние между осями ветвей:
с = 2√(Iy - 2I1)A = 2√(3955 - 2262)352 = 204 см.
Принимаем планки размером 200х8 мм.
Qпл = Q2 = 0502704 = 704 кН
Мпл = Qплl2 = 7041002 = 352 кНсм
Тпл = Qплlс = 704100204 = 345 кН.
Планки привариваем угловыми швами толщиной 6 мм.
Fш = 070620 = 84 см2
Wш = 07062026 = 28 см3
Напряжение в шве от момента и поперечной силы:
s = МплWш = 35228 = 126 кНсм2
= ТплFш = 34584 = 41 кНсм2.
s = √s2 + 2 = √1262 + 412 = 1325 кНсм2 Rсву = 165 кНсм2.

СОДЕРЖАНИЕ.doc

Вариантное проектирование балочной клетки 2
1. Общие данные для проектирования 3
2. Расчет стального настила 3-4
3. Компоновка клетки в нормальных и усложненных вариантах 4-8
Расчет главной балки 10
1. Подбор сечения главной балки 10-13
2.сечения балки по длине 13-15
3. Проверка прочности балки 15-16
4. Проверка общей устойчивости 16
5. Проверка прогиба 16
6. Проверка местной устойчивости сжатого пояса 17
7. Проверка устойчивости стенки 17-19
8. Расчет поясных сварных швов 20-22
9. Расчет опорных ребер 22-24
10. Расчет сопряжения балок 24
1. Расчет стержня сплошной колонны 25
1.1. Подбор сечения колонны 25-26
1.2. Расчет базы колонны 26-28
1.3. Расчет оголовка колонн 28-30
2. Расчет сквозной колонны 30-31
1. Расчет крестовой связи 33
2. Расчет портальной связи 34
Список использованной литературы. 35

Раздел 1.doc

ВАРИАНТНОЕ ПРОЕКТИРОВАНИЕ БАЛОЧНОЙ КЛЕТКИ.
1. ОБЩИЕ ДАННЫЕ ДЛЯ ПРОЕКТИРОВАНИЯ.
Пролет главной балки – 12 м;
Размер балочной клетки – 36х15 м;
Отметка пола рабочей площадки – 66 м;
Временная нагрузка на перекрытие – 199 кНм;
Материал настила – С245;
Материал балки настила – С245;
Материал главной балки – С235;
Материал колонны – С245;
Класс ответственности здания – 1.
2. РАСЧЕТ СТАЛЬНОГО НАСТИЛА.
Требуется определить и рассчитать прикрепления несущего настила из стали С245 (см. раздел 1.1.). Дано: нормативная равномерно распределенная временная нагрузка q = 199 кНм коэффициент перегрузки n = 12 коэффициент условия работы g = 1 предельный относительный прогиб настила [fl] ≤ 1150 настил приварен к балкам электродами типа Э42 имеющими Rсвуш = 180 МПа = 18 кНсм. Определяем размеры настила по формуле (7.2. [1]):
(lt) = (4*no15)*(1 + 72*E1no*q) (1.1.)
где ( no = ( E1 = E(1 - n) и n - коэффициент Пуассона ( для стали n = 03) E1 = E(1 - n) = 206*10(1 – 03) = 226*10 кНсм
(lt) = (4*no15)*(1+72*E1no*q) = (4*15015*(1+72*226*10150*199*10) = 102.
По графику (рис. 7.6. [1]) lt = 105. Точное решение дает lt = 1048. Принимаем t = 10 мм тогда l = 105*1 = 105 см. По формуле 7.3. [1] определяем силу растягивающий настил:
Н = (n*p4)*[fl]*E1*t (1.2.)
Н = (12*3144)*[1150]*226*10*1 = 271 кНсм.
Расчетная толщина углового шва прикрепляющего настил к балкам выполненного полуавтоматической сваркой в нижнем положении - по формуле (5.6. [1]):
kш = Hbш*lш*Rсвуш*g (1.3.)
где bш – коэффициент глубины проплавления шва принимаемые в зависимости от вида сварки и положения шва для сталей с пределом текучести sт ≤ 580 МПа (табл. 5.3. [1]) lш – расчетная длина шва принимаемая меньше его фактической длины на 10 мм за счет непровара и кратера на концах шва
kш = Hbш*lш*Rсвуш*g = 27109*1*18*095 = 017 см принимаем kш = 4 мм.
Несущая конструкция щитового настила состоит из системы продольных и поперечных ребер образующих балочный ростверк с ячейками около 05х15 м к которому сверху приварен листовой настил. Балки ростверка ребра поддерживающие настил часто делают из гнутых профилей а приварка их к настилу делает возможным включать в их расчет полосу настила шириной b = 13*t*ER в качестве верхнего пояса балки ребра.
Сам листовой настил опираясь на ребра работает как пластина опертая на 4 стороны и закрепленная по контуру.
3. КОМПАНОВКА КЛЕТКИ В НОРМАЛЬНЫХ И УСЛОЖНЕННЫХ ВАРИАНТАХ.
Рассмотрим два варианта компоновки балочной площадки: первый – нормальный тип (рис. 1.1. а) и второй – усложненный тип (рис. 1.2. б).
Вариант 1. Расчетом настила определено возможное отношение пролета настила к его толщине lt = 105. Принимаем толщину настила t = 10 мм и тогда его пролет lн = 105*tн = 105*1 = 105 см. Пролет главной балки делим на 10 равных промежутков по 120 см – расстояний между балками настила. Фактический пролет настила – расстояние между краями полок соседних балок – меньше 120 см и не превышает 105 см. Определяем вес настила зная что 1 м стального листа толщиной 10 мм весит 785 кг:
g = 1*785 = 785 кгм.
Нормативная нагрузка на балку настила:
qн = (pн + gн)*а = (199 + 0785)*12 = 2482 кНм = 025 кНсм.
Расчетная нагрузка на балку настила:
q = (np*pн + ng*gн)*а = (12*199 + 105*0785)*12 = 2965 кНм.
Расчетный изгибающий момент (длина балки настила 5 м):
Мmax = q*l8 = 2965*58 = 7059 кН*м = 7059 кН*см.
Требуемый момент сопротивления балки определяем по формуле (7.12. [1]) первоначально принимая с1 = с = 11 по прил. 5 [1].
Wнт.тр = Мmaxс1*R*g (1.5.)
Wнт.тр = Мmaxс1*R*g = 705911* 245 = 276 см.
Принимаем двутавр №24 по ГОСТ 8239-72 с изм. имеющий I = 3460 см W = 289 см вес g = 273 кгм ширина полки в = 115 см. Проверяем только прогиб по формуле (718 а [1]) так как W = 289 см > Wнт.тр = 276 см:
f = (5384)*q*lE*I (1.6.)
f = (5384)*qн*lE*I = (5384)*025*500206*10*3460 = 177 см 2 см = (1250)*l.
Принятое сечение балки удовлетворяет условиям прочности и прогиба. Проверку касательных напряжений в прокатных балках при отсутствии ослабления опорных сечений обычно не производят так как она легко удовлетворяется из-за относительно большой толщины стенок балок.
Общую устойчивость балок настила проверять не надо так как их сжатие пояса надежно закреплены в горизонтальном направлении приваренным к ним настилом.
Определяем расход металла на 1 м перекрытия: настил 1*785 = 785 кгм; балки настила gа = 27312 = 2275 кгм.
Весь расход металла составит: 785 + 2275 = 10125 кгм = 1012 кгм.
Вариант 2. Настил принимаем таким же как в первом варианте расстояние между балками настила а = 5005= 100 см 105 см. Пролет балки l = 124 = 3 м нормативная и расчетная нагрузки на нее:
qн = (pн + gн)*а = (199 + 0785)*1 = 2068 кНм = 021 кНсм.
q = (np*pн + ng*gн)*а = (12*199 + 105*0785)*1 = 247 кНм.
Мmax = q*l8 = 247*38 = 2117 кН*м = 2117 кН*см.
Требуемый момент сопротивления балки:
Wнт.тр = Мmaxс1*R*g = 211711* 245 = 827 см.
Принимаем двутавр №16 по ГОСТ 8239-72 с изм. имеющий I = 873 см W = 109 см вес g = 159 кгм ширина полки в = 81 см. Проверяем только прогиб:
f = (5384)*qн*lE*I = (5384)*021*300206*10*873 = 094 см 12 см = (1250)*l.
Принятое сечение балки удовлетворяет условиям прочности и прогиба. Нагрузку на вспомогательную балку от балок настила считаем равномерно распределенной так как число балок настила больше 5. Определяем нормативную и расчетную нагрузку на нее:
qн = (199 + 0785 + 01591)*3 = 62 кНм = 062 кНсм.
q = (12*199 + 105*(0785 + 01591))*3 = 7461 кНм.
Мmax = q*l8 = 7461*58 = 178 кН*м = 17800 кН*см.
Wнт.тр = Мmaxс1*R*g = 1780011*245 = 695 см.
Принимаем двутавр №36 по ГОСТ 8239-72 с изм. имеющий I = 13380 см W = 743 см вес g = 486 кгм в = 145 см. Проверяем только прогиб:
f = (5384)*qн*lE*I = (5384)*062*500206*10*13380 = 14 см 2 см = (1250)*l.
Затем проверяем общую устойчивость вспомогательных балок в середине пролета в сечении с наибольшими нормальными напряжениями. Их сжатый пояс закреплен от поперечных смещений балками настила которые вместе с приваренным к ним настилом образует жесткий диск. В этом случае за расчетный пролет следует принимать расстояние между балками настила bt = 145123 = 109 35 в сечении при t = 0 и с1 = с получаем d = [1 – 07*(с1 – 1)(с – 1)] = 03.
lob = d*041 + 00032*bt + (073 – 0016*bt)*bho*ER (1.7.)
lob = 03*041 + 00032*145123 + (073 – 0016*145123)*14536*
6*10245 = 747 > 100145 = 69.
Поскольку 747 > 69 принятое сечение удовлетворяет требованиям прочности устойчивости и прогиба. По вариант 2 суммарный расчет металла (785 + 1591 + 4863) = 111 кгм. Так как 10125 кгм 111 кгм то принимаем вариант 1.
Рис. 1.1. Компоновка балочной площадки: а – нормальный тип; б – усложненный тип.

Раздел 4.doc

1. РАСЧЕТ КРЕСТОВОЙ СВЯЗИ.
Рассчитать прикрепление из стали С245 к двутавровой колонне.
Рис. 3.2. Стык связи к колонне.
Сила N = 589tg 4125 = 522 кН. Размер уголка 110х70 мм сварка полуавтоматическая (в нижнем положении) в углекислом газе проволокой Св-08 Г2С диаметром 2 мм.
Наибольшую толщину углового шва которую можно допустить на «пере» уголка принимаем на 2 мм меньше толщины полки – kш = 9 мм; принимаем толщину шва на «пере» и «обушке» одинаковой - kш = 8 мм. Определяем Rсвуш = 215 МПа = 215 кНсм по прил. 4 [1] Rсвус = 165 МПа = 165 кНсм по табл. 5.4. [1] bш = 09 bс = 105. bшRсвуш = 09215 = 193 кНсм > bсRсвус = 105165 = 1732 кНсм.
Решающей оказалась поверка основного металла по границе сплавления со швом.
Lш = N2kш (bRсву)ming = 5222081732095 = 20 см.
В соответствии с правилами длины швов:
на «пере» lпш = 03lш = 0320 = 6 см.
Угол к колонне приварен ребром 600х250х12 мм ребро приварено к колонне двумя швами ручной электросваркой Э42.
2. РАСЧЕТ ПОРТАЛЬНОЙ СВЯЗИ.
В элементах связей возникают растягивающие или сжимающие усилия:
N1 = Ncosα = 589cos 30o = 510 кН.
l1 = 70 то j = 0850 Атр = 510085245095 = 582 см.
Принимаем 2 неравнополочных уголка 160х100х12 с F = 3004 см2.
l2 = liy = 9360282 = 33
l = hк(sin 45osin 125o) = 515(sin 45osin 125o) = 444 м.
l3 = (l1 + l2)2 = (70 + 33)2 = 52 то j = 0805.
s = NjА = 58908056008 = 227 кНсм R = 245 кНсм.

Раздел 2.doc

РАСЧЕТ ГЛАВНОЙ БАЛКИ.
1. ПОДБОР СЕЧЕНИЯ ГЛАВНЫХ БАЛОК.
Требуется подобрать сечение сварной балки исходя из условий приведенных в разделе 1.3. по первому варианту компоновки имеющий прогиб f (1100)*l из стали С235 толщина t ≤ 20 мм по табл. 51*[2] R = 235 МПа Rср =058*2351025 = 133 МПа = 133 кНсм вес настила и балок настила g1 = 1012 кгм. Собственный вес балки принимаем ориентировочно в размере 1-2% от нагрузки на нее. Максимально возможная строительная высота балки перекрытия 13 м.
Расчетная схема балки приведена на рис. 12 а. Определяем нормативную и расчетную нагрузки на балку:
gн = pн + gн = 102*(199 + 12)*5 = 1076 кНм.
q = np*pн + nд*gн = 102*(12*199 + 105*12)*5 = 1282 кНм.
Определяем расчетный изгибающий момент в середине пролета:
М = 1282*128 = 2007 кН*м = 200700 кН*см.
Поперечную силу на опоре:
Q = q*l2 = 1282*122 = 589 кН.
Главную балку рассчитываем с учетом развития пластических деформаций. По формуле 1.5. определяем требуемый момент сопротивления балки первоначально принимая с1 = с = 11:
Wнт.тр = Мmaxс1*R*g = 20070011*235 = 7839 см.
Рис. 2.1. Расчетная схема балки: а) – расчетная схема; б) – сечение балки.
Определяем оптимальную высоту балки по формуле:
hопт = k*Wtст (2.1.)
предварительно задав ее высоту h (110)*l 12 м и рассчитав толщину стенки tст = 7 + 3*h1000 = 7 + 3*12001000 = 106 см. Принимаем толщину стенки 11 мм.
hопт = k*Wtст = 115*783911 = 110 см.
Минимальную высоту определяем по формуле:
hmin = (524)*(c1*R*lE)*[lf]*( pн + gн)(np*pн + nд*gн) (2.2.)
hmin = (524)*(11*235*1200206*10)*[4001]*10761282 = 97 см.
Строительную высоту балки определяем исходя максимально возможной заданной высоты перекрытия и его конструкции:
h балки стр. = h перекр стр. – h балки наст. – h наст. (2.3.)
h балки стр. = 130 – 24 – 1 = 105 см.
Сравнивая полученные высоты принимаем высоту близкую к оптимальной h = 110 см.
Проверяем принятую толщину стенки:
по эмпирической формуле tст = 7 + 3*h1000 = 7 + 3*12001000 = 106 см
из условия работы стенки на касательные напряжения на опоре по формуле:
tст = 3*Qmax2*h*Rср (2.4.)
tст = 3*5892*110*133 = 057 см.
Чтобы не применять продольных ребер жесткости по формуле:
tст = (h*RE)55 (2.5.)
tст = (110*235206*10)55 = 044 см.
Сравнивая полученную расчетным путем толщину стенки с принятой (6 мм) приходим к выводу что она удовлетворяет условию прочности на действие касательных напряжений и не требует укрепления ее продольным ребром жесткости для обеспечения местной устойчивости. Размеры горизонтальных поясных листов находим исходя из необходимой несущей способности балки. Для этого вычисляем требуемый момент инерции сечении балки:
I = W*h2 = 7839*1102 = 431145 см.
Находим момент инерции стенки балки принимая толщину поясов 3 см hст = h – 2*tп = 110 – 2*2 = 106 см:
Iст = tст*hcт12 (2.7.)
Iст = 06*10612 = 59551 см.
Момент инерции приходящий на поясные листы.
Iп = I - Iст = 431145 - 59551 = 371594 см.
Момент инерции поясных листов балки относительно ее нейтральной оси:
Iп 2*Ап*(ho2) (2.8.)
где Ап – площадь сечения пояса. Момент инерции поясов относительно их собственной оси ввиду его малости пренебрегаем.
Отсюда получаем требуемую площадь сечения поясов балки:
Ап = 2*Iп ho = 2*371594108 = 637 см где ho = 110 – 2 = 108 см.
Принимаем пояса из универсальной стали 320х20 мм для которой bпh = 3201200 = 1419 находиться в пределах рекомендуемого отношения т. е. 12 > 1289 >15. Уточняем принятый ранее коэффициент учета пластической работы с исходя из:
Ап = bп*tп = 32*2 = 64 см; Аст = hст*tст = 106*06 = 636 см.
АпАст = 64636 = 0682.
По прил. 5 [1] принимаем с = 1102 которое практически соответствует заданному с = 11.
Проверяем принятую ширину (свес) поясов по формуле исходя из их местной устойчивости:
bсвtп = (32 – 06)2*2 = 785 011*hоtст = 011*10806 = 128 05*ЕR = 05*206*10235 = 1407.
Проверяем несущую способность балки по формуле исходя из устойчивости в области пластических деформаций балки в месте действия максимального момента где Q и t = 0:
lст = hстtст*RЕ (2.9.)
lст = hстtст*RЕ = 10606*235206*10 = 4004.
Мmax ≤ R*g*hо*tст*(АпАст + a) (2.10.)
где a = 024 – 015*(tRср) - 85*10*(lст – 22) = 024 – 85*10*
Мmax = 200700 ≤ 235*108*06*(0682 + 022) = 216083 кН*см.
Подобранное сечение балки проверяем на прочность. Для этого определяем момент инерции и момент сопротивления балки:
I =Iст +Iп = Iст + 2*bп*tп*(hоп2) = 59551 + 2*32*2*(1082) = 432799 см;
W = I*2h = 432799*2110 = 7869 см.
Наибольшее нормальное напряжение в балке по формуле:
s = Mmaxc1*W (2.11.)
s = Mmaxc1*W = 20070011*7869 = 232 кНсм 235 кНсм = R.
Подобранное сечение балки удовлетворяет проверке прочности и не имеет недонапряжения больше 5%. Проверку прогиба балки делать не нужно так как принятая высота больше минимальной и регламентированной прогиб будет обеспечен.
2. ИЗМЕНЕНИЯ СЕЧЕНИЯ БАЛКИ ПО ДЛИНЕ.
Требуется изменить сечение сварной балки. Место изменения сечения принимаем на расстоянии 16 пролета по опоре (см. рис.2.2.). Сечение изменяем уменьшением ширины поясов. Разные сечения поясов соединяем сварным швом встык электродами Э42 без применения физических методов контроля т. е. для растянутого пояса Rсв = 085*R. Определяем расчетный момент и перерезывающую силу в сечении:
М1 = [q*x*(l – x)]2 = 1282*2*(12 – 2)]2 = 982 кН*м = 98200 кН*см.
Q1 = q*(l2 – x) = 1282*(122 – 2) = 393 кН.
Рис. 2.2. а) – место изменения сечения; б) – проверка приведенных напряжений.
Подбор измененного сечения ведем по упругой стадии работы материала по формуле 1.5. Определяем требуемый момент сопротивления и момент инерции измененного сечения исходя из прочности сварного стыкового шва работающего на растяжение:
W1 = M1Rсв = 98200085*235 = 4715 см;
I1 = W1*h2 = 4715*1102 = 259325 см.
Определяем требуемый момент инерции поясов (Iст = 59551 см); Iп1 = I1 – Iст = 259325 – 59551 = 199774 см. Требуемая площадь сечения поясов Ап1 = 2*Iп1h01 = 2*199774108 = 342 см. Принимаем пояс 200х20 мм Ап1 = 40 см. Принятый пояс удовлетворяет рекомендациям bп1 > 18 см и bп1 > h10 = 12010 = 12 см. Определяем момент инерции и момент сопротивления уменьшенного сечения:
I1 = Iст + 2*b1*tп*(ho2) = 59551 + 2*20*2*(1082) = 233280 см;
W1 = 2*I1h = 2*233280110 = 4241 см;
smax = M1W1 = 982004241 = 202 кНсм Rсв = 085*235 = 20 кНсм.
3. ПРОВЕРКА ПРОЧНОСТИ БАЛКИ.
Проверяем максимальное нормальное напряжения в поясах и в середине балки по формуле:
Проверяем максимальное касательное напряжение в стенке на опорах балки по формуле:
t = Qmax*S1I1*tст (2.12.)
где S1 = b1*tп*ho2 + tст*hст8 = 20*20*1082 + 11*1068 = 2160 + 1545 = 3705 см.
t = Qmax*S1I1*tст = 589*3705259325*11 = 765 кНсм Rср = 133 кНсм.
Проверяем местные напряжения в стенке под балками настила по формуле:
sм = Ftcт*lм (2.13.)
где F = 2*226*52 = 113 кН – опорная реакция балок настила; lн = b + 2*tп = 115 + 2*2 = 155 см – длина передачи нагрузки на стенку балки.
sм = Ftcт*lм = 11311*155 = 663 кНсм R.
Ввиду наличия местных напряжений действующих на стенку балки надо проверять совместное действие нормальных касательных и местных напряжений по формуле (7.32. [1]) на уровне поясного шва (см. рис. 2.2. б) под балкой настила по уменьшенному сечению вблизи места изменения сечения пояса. В рассматриваемом примере такого места нет так как под ближайшей балкой настила будет стоять ребро жесткости которое воспринимает давление балок настила и передачи давления на стенку в этом месте не будет. Поэтому проверяем приведенные напряжения по формуле:
sприв = s1 + 3*t1 (2.14.)
s1 = М1*hстW1*h = 98200*1064715*110 = 2007 кНсм;
t = Q1*Sп1I1*tст = 393*2160259325*11 = 298 кНсм;
S1 = b1*tп*ho2 = 20*20*1082 = 2160 см .
sприв = 2007 + 3*298 = 207 кНсм 115*R = 115*235 = 27 кНсм.
Проверки показали что прочность балки обеспечена.
4. ПРОВЕРКА ОБЩЕЙ УСТОЙЧИВОСТИ БАЛКИ.
Проверяем общую устойчивость балки по формуле 1.7. в месте действия максимальных нормальных напряжений принимая за расчетный пролет lо – расстояние между балками настила:
в середине пролета балки где учтены пластические деформации проверяем применимость формулы 1.7.: 1 hbп = 11032 = 344 6 и btп = 322 = 16 35:
lob = 12032 = 375 = d*041 + 00032*bпtп + (073 – 0016* bпtп)*
bпho*ER = 03*041 + 00032*313 + (073 – 0016*313)*31127*
где d = [1 – 07*(c1 – 1)(c – 1)] = 03 так как t =0 и с1 = с. В месте уменьшенного сечения балки (балка работает упруго и d = 1):
lob = 10820 = 54 = d*041 + 00032*bпtп + (073 – 0016* bпtп)*
bпho*ER = 1*041 + 00032*202 + (073 – 0016*202)*20108*
Обе проверки показали что общая устойчивость балки обеспечена.
5. ПРОВЕРКА ПРОГИБА.
Проверка прогиба (второе предельное состояние) балки может не производиться так как принятая высота балки больше минимальной h = 110 см > 97 см = hmin. (см. раздел 1.2.).
6. ПРОВЕРКА МЕСТНОЙ УСТОЙЧИВОЧТИ СЖАТОГО ПОЯСА.
Проверка устойчивости сжатого пояса производиться в месте максимальных нормальных напряжений в нем – в середине пролета балки где возможны пластические деформации. Проверку ведем по формуле:
hotст = 10811 = 98 > 27ЕR = 27206*10235 = 8080;
bсвtп = (32 – 11)2*2 = 772 011*hotст = 011*10811 = 108 05ЕR = 05206*10235 = 1407.
Проверка показала что местная устойчивость обеспечена.
7. ПРОВЕРКА УСТОЙЧИВОСТИ СТЕНКИ.
Проверяем устойчивость стенки. Первоначально определяем необходимость постановки ребер жесткости по формуле:
lст = (hстtст)*RE (2.15.)
lст = (hстtст)*RE = (10611)*235206*10 = 332 > 22 т. е. вертикальные ребра жесткости необходимы. Кроме того в зоне учета пластических деформаций необходима постановка ребер жесткости под каждой балкой настила так как местные напряжения в стенке в этой зоне недопустимы. Определяем длину зоны использования пластических деформаций в стенке по формуле:
а = l(1 – 1*hc1*hст) (2.16.)
а = l(1 – 1*hc1*hст) = 1200(1 – 1*11011*106) = 285 см.
Расстановку вертикальных ребер жесткости принимаем по рис. 2.3. По формуле lст ≤ 25 устанавливаем необходимость проверки устойчивости стенки. Расчет lст = 332 > 25 показал что проверку устойчивости стенки следует производить.
Рис. 2.3. 1 – место изменения сечения пояса; 2 – место проверки местной устойчивости стенки; 3 - место проверки поясного шва.
Проверяем отсек «а». В соответствии с расшифровкой к формуле:
(ssкр + sмsм.кр ) + (ttкр)≤g (2.17.)
Определяем средние значения М и Q в сечении 2-2 на расстоянии х = 290 см от опоры (под балкой настила) что почти совпадает с рекомендацией расстояния в hо2 от края отсека:
М2 = [q*x(l – x)]2 = [1282*29(12 – 29)]2 = 1296 кН*м = 129600 кН*см.
Q2 = q*(l2 – x) = 1282*(122 – 29) = 304 кН.
Определяем действующее напряжения:
= М2*hстW1*h = 129600*1067869*110 = 1587 кНсм;
где W = 7869 см принимается из раздела 2.1.
t = Q2hст*tст = 304106*11 = 261 кНсм;
sм = 663 кНсм (см. раздел 2.3.).
Определяем критические напряжения.
tкр = 103*(1 + 076m)*(Rср lусл) (1.26.)
где ho = hст = 106 см; m = аho = 290106 = 274;
tкр = 103*(1 + 076274)*(133 332) = 144 кНсм.
Размеры отсека m = аho = 290106 = 274 и sмs = 6631587 = 042. По формуле:
d = b*(bпho)*(tпtст) (2.18.)
где b = 08 – для всех балок кроме подкрановой
d = b*(bпho)*(tпtст) = 08*(32108)*(211) = 40.
По табл. 7.6. [1] при d = 40 и аho = 274 предельное значение sмs = 1132. Расчетное значение sмs = 042 1132 поэтому sкр определяем по формуле:
sкр = R*скр lcт (2.19.)
где скр = 346 получено по табл. 7.4. [1] при d = 40.
sкр = 235*346332 = 769 кНсм.
По формуле 7.84. [1] определяем sм кр подставляя в нее из табл. 7.5. значение а2 вместо а:
sм.кр = R*с1 lа (2.20.)
Где с1 = 281; по табл. 7.5. при d = 40 а2*hст = 2902*106 = 12.
sм.кр = 235*28148 = 317 кНсм.
Теперь подставляем все значения в формулу 1.25.:
(1587769 + 663317 ) + (261144) = 028 + 016 = 0663 ≤ g = 1.
Проверка показала что устойчивость стенки обеспечена и постановка ребер жесткости на расстоянии а = 290 см > 2*hст = 2*106 = 212 см возможна.
8. РАСЧЕТ ПОЯСНЫХ СВАРНЫХ ШВОВ.
Стык делаем в середине пролета балки где М = 2007 кН*м и Q = 0 конструкция стыка представлена на рис. (1.1.).
Стык осуществляем высокопрочными болтами d = 24 мм из стали 40Х «селект» имеющий по табл. 6.2. [1] Rнв = 1100 МПа = 110 кНсм; обработка поверхности газопламенная. Несущая способность болта имеющего две плоскости трения по формуле:
Qвб = Rвбр*Абнт*(gб*mgн)*k (2.21.)
где Rвбр = 07*Rнв = 07*110 = 77 кНсм Абнт = 352 см (табл. 6.3. [1]); gб = 085 так как разница в нормальных диаметрах отверстия и болта больше 1 мм; m = 042 и gн = 102 (табл. 6.4. [1]); принимая способ регулирования натяжения болта по углу закручивания k = 2 – две плоскости трения.
Qвб = 77*352*(085*042102)*2 = 190 кН.
Стык поясов. Каждый пояс балки перекрывает тремя накладными сечениями 320х12 мм и 2х120х12 мм общей площадью сечения:
Ан = 12*(32 + 2*12) = 672 см > Ап = 32*2 = 64 см.
Усилия в поясе определяем по формуле:
Мп = 2007*373248432799 = 1731 кН*м;
Nп = Mпho = 1731108 = 1603 кН.
где Iп I ho взяты из раздела 2.1.
Количество болтов для прикрепления накладных рассчитываются по формуле:
принимаем 14 болтов и размещаем их согласно рисунку 2.4.
Рис.2.4. Монтажный стык сварной балки.
Стык стенки. Стенку перекрываем двумя вертикальными накладными сечениями 320х1000х8 мм.
Момент действующий на стенку определяется по формуле:
Мст = М*IстI = 2007*59551432799 = 276 кН*м.
Принимаем расстояние между крайними по высоте рядами болтов:
Аmax = 1060 – 2*80 = 900 мм.
Находим коэффициент стыка:
a = Мстm*amax*Qвб = 276002*90*190 = 081.
Из табл. 7.8. [1] находим количество рядов болтов по вертикали k при a = 081 k = 9 и a = 220 > 081. Принимаем 9 рядов с шагом 112 мм. Проверяем стык сетки по формуле:
Nmax = Mст*amax2*ai (2.25.)
Nmax = 276*092*238 = 172 кН Qвб = 190 кН.
где ai = 0112 + 0228 + 0452 + 0676 + 090 = 001 + 013 + 036 + 071 + 117 = 238 м. Проверяем ослабление нижнего растянутого пояса отверстиями под болты d = 26 мм ( на два мм больше диаметра болта). Пояс ослаблен двумя отверстиями по краю стыка:
Ап.нт = 20*(33 – 2*238) = 5248 см 085*Ап = 085*64 = 544 см.
Ослабление пояса можно не учитывать.
Проверяем ослабление накладок в середине стыка четырьмя отверстиями:
Анакл нт = 672 – 4*2*12*238 = 432 см 085*Ап = 085*64 = 544 см.
Принимаем накладки толщиной 12 мм:
Анакл нт = 12*(32 + 2*12) – 4*2*12*238 = 546 см > 085*Ап = 085*64 = 544 см.
9. РАСЧЕТ ОПОРНЫХ РЕБЕР.
Требуется определить опорное ребро сварной балки. Опорная реакция балки F = 589 кН. Конструкцию опирания принимаем по рис 2.5. Определяем площадь смятия торца ребра по формуле:
где Rсм.т – расчетное сопротивление торцевой поверхности прил. 4 [1] Rсм.т = 355 МПа = 355 кНсм.
Ар = FRсм.т = 589355 = 1659 см.
Принимаем ребро 160х12 мм Ар = 16*12 = 192 см > 1659 см. проверяем опорную стойку балки на устойчивость относительно оси z.
Рис. 2.5. Опирание балки на колоннусверху.
Ширина участка стенки включенный в работу опорной стойки:
bст = 065*tстЕR = 065*11206*10235 = 2013 см;
Аст = Ар + tст*bст = 192 + 11*2013 = 413 см;
Iz = 12*1612 + 2013*1112 = 410 + 2 = 412 см;
s = Fj*Аст = 5890965*413 = 1478 кНсм R = 235 кНсм.
Рассчитываем прикрепление опорного ребра в стенке балки двусторонними швами полуавтоматической сваркой проволокой Cв-08Г2. Предварительно находим параметры сварных швов и определяем минимальное значение b*Rсву. По табл. 5.1. [1] принимаем Rсвуш = 215 МПа = 215 кНсм по прил. 4 [1] Rсвус = 165 МПа = 165 кНсм по табл. 5.4. [1] bш = 09 bс = 105. bш*Rсвуш = 09*215 = 193 кНсм > bс*Rсвус = 105*165 = 1732 кНсм. Определяем катет сварных швов:
kш = 1bсF2*85*Rсвус (2.27.)
kш = 1bсF2*85*Rсвус = 11055892*85*165 = 063 см.
Принимаем шов kш = 7 мм что больше kшmin приведенного в табл. 5.4. [1]. Проверяем длину рабочей части шва:
lш = 85*bш*kш (2.28.)
lш = 85*bш*kш = 85*105*07 = 625 см 108 см.
Ребро привариваем к стенке по всей высоте сплошными швами.
10. РАСЧЕТ УЗЛОВ СОПРЯЖЕНИЯ БАЛОК.
В данной работе принимаем этажное сопряжение балок. Это сопряжение (см. рис. 2.6.) является простейшим но оно из-за возможного отгиба может передавать лишь небольшие опорные реакции.
Рис.2.6. Сопряжение балки настила и главной балки.
Расчет сопряжение балок заключается в определении размеров сварных швов работающих на срез и прикрепляющих балки к друг другу. Расчетной силой является опорная реакция вспомогательной балки увеличенная на 20 т. е . Q = 12*q*l2 = 12*2259*52 = 118 кН (q = 2259 кнм см. разд. 1.3.).
Рассчитываем сопряжение балок из стали С245 (балка настила) и С235 (главная балка) ручной сваркой электродом Э42. Предварительно находим параметры сварных швов и определяем минимальное значение b*Rсву. По табл. 5.1. [1] принимаем Rсвуш = 180 МПа = 18 кНсм по прил. 4 [1] Rсвус = 160 МПа = 16 кНсм по табл. 5.4. [1] bш = 07 bс = 10. bш*Rсвуш = 07*180 = 126 кНсм bс*Rсвус = 1*16 = 16 кНсм. Определяем катет сварных швов:
kш = 1bсQ2*85*Rсвус = 111182*85*16 = 020 см.
Принимаем шов kш = 3 мм что больше kшmin приведенного в табл. 5.4. [1]. Проверяем длину рабочей части шва:
lш = 85*bш*kш = 85*10*03 = 255 см 32 см.