Проектирование рабочей площадки промышленного здания

47

47

Содержание

1. Расчет балочной клетки

1.1 Компоновка ячейки, расчет настила, балок настила, вспомогательных балок в двух вариантах (для нормального и усложненного типа балочных клеток), выбор оптимального варианта

1.2 Расчет главной балки (подбор сечения, проверка величины прогиба, расчет поясных швов, проверка общей и местной устойчивости балки, расчет монтажного стыка балки)

1.3 Расчет сопряжений вспомогательной балки с главной балкой

2. Расчет колонны

2.1 Определение усилия, действующего на колонну, ее расчетной длины

2.2 Выбор конструкции и подбор сечения колонны

2.3 Расчет соединительной решетки (планок)

2.4 Расчет базы «башмака» колонны

2.5 Расчет оголовка колонны

Литература

1. Расчет балочной клетки

1.1 КОМПАНОВКА ЯЧЕЙКИ, РАСЧЕТ НАСТИЛА, БАЛОК НАСТИЛА, ВСПОМАГАТЕЛЬНЫХ БАЛОК В ДВУХ ВАРИАНТАХ (ДЛЯ НОРМАЛЬНОГО И УСЛОЖНЕННОГО ТИПА БАЛОЧНЫХ КЛЕТОК), ВЫБОР ОПТИМАЛЬНОГО ВАРИАНТА

Расчет стального настила.

Конструкция несущего настила состоит из стального настила, уложенного на балки и приваренного к ним. Принимаем материал для настила сталь марки ВСт3пс6-1 по ТУ 14-1-3023-80.

Исходные данные

1. [f/l_н] ? 1/150 - предельно относительный прогиб настила, табл. 40 п. 3 [1];

2. Е=2,06•10⁸ кН/м² - модуль упругости стали;

3. н=0,3 - коэффициент Пуассона для стали;

4. =19 кН/м² - временная (полезная) нагрузка действующая на настил.

Расчет настила может быть выполнен на основе графиков Лейтеса для предельных нагрузок в зависимости от значений отношения пролета настила к его толщине l_н/t_н.. Отношение l_н/t_н определяется по формуле Телояна А.Л.:

.

Толщину настила t принимаем в зависимости от :

t=6 мм	при	<10 кН/м2
t=8…10 мм	при	=10…20 кН/м2
t=12…14 мм	при	>20 кН/м2

Принимаем t=10 мм=0,01м, тогда l=107,78*0,01=1,0778м.

Определяем силу, растягивающую настил:

кН/м,

где г_f =1,2 - коэффициент надежности по нагрузке, пп. 3.7 [2].

Для принятой марки стали ВСт3пс6-1 с пределом текучести 245 МПа (табл. 51, б [1]) и с нормативным временным сопротивлением разрыву R_un=370 МПа (табл. 51* [1]) получаем:

МПа;

МПа;

МПа.

Принимаем тип электрода Э-46, для которого расчетное сопротивление срезу металла шва R_wf=200 МПа=200•10³ кН/м², табл. 56 [1].

г_wf= г_wz=1, пп. 11.2 [1];

в_f=0,7 табл. 34 по [1];

в_z=1 табл. 34 по [1];

г_c=1 - коэффициент условия работы, табл. 6 [1].

Расчетная величина катета углового шва из расчета:

- по металлу шва

мм;

- по металлу границы сплавления

мм;

здесь l_w=1 мм - единичная длина шва

Принимаем k_f=6мм (табл. 38*[1]).

Компоновка вариантов балочной клетки при стальном настиле

Материал прокатных балок клетки - сталь марки ВСт3пс6-1 по ТУ-1-3023-80

Первый вариант - нормальный тип балочной клетки.

Количество шагов, укладываемых в пролете главной балки:

.

Тогда расстояние между балками настила (рис. 1):

м.

Рис. 1 Нормальный тип балочной клетки

Погонная нагрузка, действующая на балку настила:

· собственный вес настила с=7850х9,81*10^-3=77 кН/м³;

· нормативна кН/м;

· расчетная

кН/м.

Расчетная поперечная сила на опоре:

кН.

Расчетный изгибающий момент:

кН*м.

Требуемый момент сопротивления:

см³,

гдес=1,12 - коэффициент для расчета на прочность элементов с учетом развития пластических деформаций, табл.66 [1];

г_с=1,1 - коэффициент условия работы, табл.6 [1];

R_y=240 МПа - расчетное сопротивление стали ВСт3пс6-1 по пределу текучести, табл. 51* [1].

Принимаем двутавр №22а по ГОСТ 8239-89, имеющий W_x=254 см³, J_x=2790 см⁴, масса одного погонного метра P=0,0258 т/м=25,8 кг/м.

Площадь полки см², площадь стенки см². По соотношению определяем уточненное значение коэффициента с по таблице 66 [1], которое равняется 1,0486. С учетом его требуемый момент сопротивления балки:

см³<254 см³,

условие не выполняется, следовательно, увеличиваем двутавр.

Принимаем двутавр №24 по ГОСТ 8239-89, имеющий W_x=289 см³, J_x=3460см⁴, масса одного погонного метра P=0,027т/м=27кг/м.

Проверяем прогиб подобранной балки:

[f/l] ? l/250 - предельно относительный прогиб балки, табл. 40 п. 3 [1].

Прогиб балки:

м.

Данный двутавр удовлетворяет условиям прочности и жесткости.

Определяем расход металла на 1 м² перекрытия:

кг/м².

Второй вариант - усложненный тип балочной клетки.

Расстояние между балками настила, а=1м. Тогда количество шагов, укладываемых в пролете вспомогательной балки:



Тогда расстояние между балками настила (рис. 2):

м

Пролет балок настила принимаем l=11/4=2,75 м.

Рис. 2 Усложненный тип балочной клетки

Расчет балки настила

Погонная нагрузка, действующая на балку настила:

· собственный вес настила с=7850х9,81*10^-3=77 кН/м³;

· нормативна кН/м;

· расчетная

кН/м.

Расчетный изгибающий момент:

кН*м.

Требуемый момент сопротивления:

см³,

Где с=1,12 - коэффициент для расчета на прочность элементов с учетом развития пластических деформаций, табл.66 [1];

г_с=1,1 - коэффициент условия работы, табл.6 [1];

R_y=240 МПа - расчетное сопротивление стали ВСт3пс6 по пределу текучести, табл. 51* [1]. Принимаем двутавр №14 по ГОСТ 8239-89, имеющий W_x=81,7 см³, J_x=572 см⁴, масса одного погонного метра P=0,0137 т/м=13,7 кг/м. Площадь полки см², площадь стенки

см².

По соотношению определяем уточненное значение коэффициента с по таблице 66 [1], которое равняется 0,956. С учетом его требуемый момент сопротивления балки:

см³ <81,7 см³ , условие не

выполняется, следовательно, увеличиваем двутавр.

Принимаем двутавр №16 по ГОСТ 8239-89, имеющий W_x=109 см³, J_x=873 см⁴, масса одного погонного метра P=0,015т/м=15кг/м.

Проверяем прогиб

 Условие выполняется.

Принятое сечение удовлетворяет условиям прочности и жесткости.

Нагрузки, действующие на вспомогательную балку:

· собственный вес настила с=7850х9,81*10^-3=77 кН/м³;

· временная нагрузка =19 кН/м²;

· вес балки настила q_бн= 0, 15 кН/м.

Масса настила, масса балок настила и временная нагрузка предаются на вспомогательную балку в виде четырех сосредоточенных грузов (рис. 2):

кН.

Расчетное значение нагрузки:

Опорные реакции от нормативной нагрузки:

кН.

Опорные реакции от расчетной нагрузки:

кН.

Определяем максимальные изгибающие элементы:

- нормативный кН*м;

- расчетный: кН*м.

Требуемый момент сопротивления:

см³,

гдес=1,12 - коэффициент для расчета на прочность элементов с учетом развития пластических деформаций, табл.66 [1];

г_с=1,1 - коэффициент условия работы, табл.6 [1];

R_y=240 МПа - расчетное сопротивление стали ВСт3пс6 по пределу текучести, табл. 51* [1].

Принимаем двутавр №36 по ГОСТ 8239-89, имеющий W_x=743см³, J_x=13380 см⁴, масса одного погонного метра P=0,048,6т/м=48,6кг/м.

Площадь полки см², площадь стенки см². По соотношению определяем уточненное значение коэффициента с по таблице 66 [1], которое равняется 1,1. С учетом его требуемый момент сопротивления балки:

см³.

Проверяем прогиб:

,

условие выполняется.

Принятое сечение удовлетворяет условиям прочности и жесткости.

Определяем расход металла на 1 м² перекрытия по второму варианту:

- настил - 78,5 кг/м²;

- балки настила кг/м²;

- вспомогательные балки кг/м².

Полный расход металла 78,5+15+17,7=111,2 кг/м².

Вывод: Для детальной разработки принимаем первый вариант балочной клетки как более выгодный по расходу металла и более простой в конструктивной отношении.

1.2. РАСЧЕТ ГЛАВНОЙ БАЛКИ (ПОДБОР СЕЧЕНИЯ, ПРОВЕРКА ОБЩЕЙ И МЕСТНОЙ УСТОЙЧИВОСТИ БАЛКИ, РАСЧЕТ МОНТАЖНОГО СТЫКА БАЛКИ)

Расчетная схема главной балки приведена на рис. 3. материал балки - сталь марки ВСт3пс6 по ТУ 14-1-3023-80. Определяем нагрузки и расчетные усилия, действующие на балку. Собственный вес балки q_гб принимается ориентировочно 1-2% от величины нагрузки на балку:

кН/м.

Нормативная погонная нагрузка на балку:

Расчетная погонная нагрузка на балку:

где г_fp=1,2 - коэффициент надежности по нагрузке, пп. 3.7 [2];

г_fq=1,05 - коэффициент надежности по нагрузке, табл.1 [2];

Расчетный изгибающий момент в середине пролета:

кН*м.

Расчетная поперечная сила на опоре:

кН.

Рис. 3 Расчетная схема главной балки

Подбор сечения главной балки

Сечение главной балки в соответствии с заданием принимаем составным сварным. Балку принимаем переменного по длине сечения, а поэтому рассчитываем ее без учета развития пластических деформаций.

Определяем требуемый момент сопротивления балки:

см³.

Определяем высоту сечения главной балки.

а) оптимальную (по расходу стали) высоту сечения определяем по формуле:

,

где k=1,1 - конструктивный коэффициент для сварной балки переменного сечения,

t_w - толщина стенки балки.

Предварительно ориентировочно задаем высоту балки около l/10 ее пролета, и по эмпирической формуле [1]:

, мм

назначаем толщину стенки:

м, мм.

Тогда см.

Откорректируем толщину стенки и высоту балки в соответствии с табл. 4.1[3]. Соотношениями. Задавшись t_w=12 мм, сделаем перерасчет оптимальной высоты:

см.

б) минимальную высоту сечения из условия обеспечения жесткости балки определяем по формуле:

см

где[f/l]=1/400 - предельный относительный прогиб для главной балки, табл. 40 п.4 [1];

R_y=240 МПа - расчетное сопротивление стали ВСт3пс6 по пределу текучести, табл. 51* [1].

в) выбор высоты балки. Принятая высота балки h_гб в сумме с толщиной настила, высотой настила и величиной предельного прогиба не должна превышать заданную строительную высоту перекрытия:

_,

где f=11/400?0,0275м;

В данном случае проходит конструкция этажного сопряжения главной и вспомогательных балок.

Проверяем принятую толщину стенки:

a) по эмпирической формуле

мм;

b) из условия работы стенки на срез

мм<12 мм,

гдеR_s=0,58*R_y=0,58*240=139,2 МПа;

c) из условия обеспечения местной устойчивости без конструирования продольных ребер жесткости

мм<12 мм.

Вывод: Сравнивая полученные толщины стенки, видим, что принятая ее толщина t_w=12 мм может быть оставлена без изменений, так как она отвечает условию прочности на действие касательных напряжений и не требует укрупнения стенки продольными ребрами жесткости.

Размеры горизонтальных поясных листов находим, исходя из необходимой несущей способности балки. Для этого вычисляем требуемый момент инерции сечения балки:

см⁴.

Момент инерции стенки балки:

см⁴,

гдемм.

Момент инерции, приходящийся на поясные листы:

см⁴,

приблизительно равен моменту инерции поясных листов относительно нейтральной оси балки

,

где h_f - расстояние между центрами тяжести поясных листов (моментом инерции листов относительно их собственной оси ввиду его относительной малости пренебрегаем).

Отсюда получаем требуемую площадь горизонтальных листов:

см²,

гдеh_f - принимается ориентировочно на 20-30 мм меньше высоты балки.

Подбираем по сортаменту (ГОСТ 82-70 и 19903,74*) поясные листы из универсальной стали 200х18мм, а стенку - из 1250х12мм. Тогда см².

От отношения ширины свеса полки b_ef к ее толщине t_f зависит местная устойчивость поясных листов сжатого пояса, которая обеспечивается выполнением следующего условия:

Для принятых листов это условие выполняется:

<14,65

Сечение балки приведено на рис. 4



Рис. 4 Полученное сечение балки

Вес одного метра балки:

гдес - плотность стали;

g=9,81 м/с² - ускорение свободного падения.

Момент инерции принятого сечения балки:

см⁴.

Момент сопротивления

см³.

Нормальное наибольшее напряжение, в балке, сниженное на коэффициент условий работы:

МПа<R_y=240МПа

Недонапряжение составляет .

Проверку балки на прогиб делать не надо, так как принята высота сечения больше минимальной и регламентированный прогиб обеспечен.

Изменение сечения балки по длине

При равномерной нагрузке наивыгоднейшее по расходу стали, место изменения поясов однопролетной сварной балки находится примерно х=1/6 пролета балки от опоры.

Находим расчетный момент в сечении x=11/6=1,83 м:

кН*м.

Требуемый момент сопротивления в рассматриваемом сечении

см³,

гдеМПа - расчетное сопротивление стыковых сварных соединений сжатию, растяжению и изгибу по пределу текучести (растянутый пояс балки соединен упрощенным способом - прямым стыком).

Рис. 5 Вид измененного сечения балки по длине

Требуемый момент инерции измененного сечения:

см⁴,

в том числе момент инерции стенки J_w= 72900 см⁴. Момент инерции. приходящийся на поясные листы:

см⁴.

Требуемая площадь поясных горизонтальных листов:

см².

Сечение изменяем за счет изменения ширины поясного листа. принимаем пояс измененного сечения балки листа 160х20мм (см²).

В месте изменения сечения:

см⁴,

(здесь b_1f=16см - ширина поясного листа измененного сечения),

см³,

МПа < 204 МПа =R_wy.

Проверяем снижение на коэффициент условий работы г_с=1,1 наибольшие касательные напряжения по нейтральной оси сечения, расположенного у опоры балки:

МПа < 139,2 МПа= R_s,

гдесм³.

Рис. 6 Напряженное деформационное состояние рассчитываемого сечения

В месте изменения сечения балки наряду с большими нормальными напряжениями действуют касательные напряжения. Сечение этих напряжений приводит к сложному напряженному состоянию и требует проверки приведенных напряжений на уровне поясных швов (рис. 6). Нормальное напряжение в месте изменения сечения на уровне поясных швов:

МПа.

Касательное напряжение в той же точке:

МПа,

гдекН

- поперечная сила в месте изменения сечения;

см³

- статический момент пояса измененного сечения относительно нейтральной оси.

Приведенные напряжения, сниженные на коэффициент условий работы г_с=1,1:

МПа < 276 МПа = 1,15R_y.

Условие выполняется.

Расчет постоянных швов

Постоянные швы рассчитываются на сдвигающее усилие, возникающее между стенкой и поясами при изгибе балки.

Ввиду значительных усадочных напряжений при сварке поясов со стенкой поясные швы следует делать сплошными, одинаковой толщины по всей длине балки, применяя автоматическую сварку. Исходя, из принятой марки стали ВСт3пс6, с пределом текучести R_yn=245 МПа, выбираем марку сварочной проволоки для поясного шва, который имеет расчетное сопротивление срезу по металлу границы сплавления МПа. Сварочная проволока должна иметь расчетное сопротивление срезу по металлу шва R_wf, удовлетворяющее следующим условиям:

МПа;

Коэффициенты в_f и в_z в общем случае зависят от вида сварки, диаметра сварочной проволоки, положения шва и его катета. При автоматической сварке « в лодочку», проволоке диаметром 1,4-2,0 мм и катете 3-8 мм в_f=0,9; в_z=1,05 табл. 34 [1].

МПа

Принимаем проволоку Св-08ГА с R_wf=200МПа.

Необходимую величину катета поясного шва определяем из расчета на срез (условный) по двум сечениям:

- по металлу шва:

см;

- по металлу границы сплавления:

см.

минимальное значение катетов поясных швов принимаем k_f=5мм согласно табл. 35 [1].

Проверка общей устойчивости балки

Если сплошной стальной настил непрерывно опирается на сжатый пояс балки и жестко связан с ним при выполнении условия:

и ; ,

- таким образом, проверка общей устойчивости необходима.

Определяем параметр б:

,

гдеа=0,5*h_f=0,5*127=63,5см

l_ef=100 см - расчетная длина балки, расстояние меду балками настила.

Коэффициент ш:

Момент инерции сечения балки относительно вертикальной оси:

см⁴.

Коэффициент ц₁:

,

где J_x=J_1b=225374,63 см⁴ - момент инерции сечения балки относительно горизонтальной оси.

Так как ц₁=8,47>0,85 значение ц_b определяется по формуле:

.

Коэффициент ц_b не может быть больше единицы. Поэтому, получив по расчету большую величину, принимаем ц_b=1. Коэффициент условий работы г_с при расчете балки на общую устойчивость имеет значение 0,95. В итоге:

МПа < R_y* г_с=240*0,95=228 МПа

т.е. общая устойчивость балки обеспечена.

Обеспечение местной устойчивости сжатого пояса и стенки балки

Устойчивость стенки балки начинаем рассматривать с определения условий гибкости стенки:

>2,5,

следовательно, расчет на устойчивость требуется согласно п. 7.3 [1] при наличии местного напряжения.

гдеh_ef=h_w=95,62 см - расчетная высота стенки, в сварных балках совпадает с высотой стенки h_w.

Согласно п. 7.10 [1] предусматривают укрепление вертикальной стенки изгибаемой балки поперечными ребрами жесткости, если значение л_ef превышает 3,2 при отсутствии подвижной нагрузки и 2,2 при ее наличии на поясе балки. Так как проектируемое балочная клетка рабочей площадки промышленного здание, возможно будет воспринимать подвижные нагрузки то для главной балки необходимо за проектировать ребра жесткости. Ребра жесткости устанавливаются под сосредоточенными силами (в опорном сечении и в местах опирания балок настила), но не реже, чем через 2h_ef при л_ef>3,2; 2*h_w=2*95,62=191,24см. Устанавливаем ребра жесткости в местах опирания балок с шагом а=100 см.

Ширина выступающей части парного симметричного ребра должна быть:

мм;

мм.

Принимаем b_h=75 мм. Требуемая толщина ребра:

см.

Принимаем t_s=8 мм. Увеличение размеров b_h и t_s против требуемых принято конструктивно.

На концах ребер жесткости. В местах примыкания их к поясам и стенке должны устраиваться скосы с размерами по высоте 60 мм и по ширине 40 мм. Ребра привариваются к стенке балками сплошными швами минимальной толщины.

Проверим устойчивость стенки в месте изменения сечения балки, где нормальные и касательные напряжения имеют высокие значения (первый отсек).

Сжимающее напряжение у у расчетной границы стенки, удаленной от нейтральной оси на расстояние у, определяется по формуле:

.

Для сварной балки м т.е. у вычисляется на уровне поясных швов. Среднее касательное напряжение ф определяется по формуле:

.

Длина отсека больше его расчетной длины, М и Q находим для более напряженного участка с длиной равной высоте отсека (на рис. 7 - в сечениях х₁ и х₂).

Рис. 7

В данном случае местное напряжение отсутствует п.5.13 [1] и л_w< 6, устойчивость стенки балки будет обеспечена при выполнении условия:

.

Последовательность определения критического нормального напряжения у_cr:

а) вычисляем коэффициент д по формуле:

,

где b_f и t_f - соответственно ширина и толщина сжатого пояса балки;

в - коэффициент принимаемый по табл. 22 [1].

б) в зависимости от д по табл. 21 [1] принимаем значение коэффициента с_сr.

в) коэффициент с_сr подставляем в формулу: .

Последовательность определения критического касательного напряжения ф_cr:

а) вычисляем ,

где d - меньшая из сторон отсека (h_ef и а).

б) подставляем в формулу:

,

гдем - отношение большей стороны отсека к меньшей.

Проверку устойчивости, которая в данном случае необходима для первого и второго отсеков, выполняем в табличной форме:

Таблица №2

Величина	Единица измерения	Первый отсек	Второй отсек	Третий отсек
х	см	37,5	137,5	237,5
hw=hef	см	125	125	125
tw	см	1,2	1,2	1,2
		3,56	3,56	3,56
		2,83	2,83	2,83
bf	см	17	17	17
tf	см	2	2	2
Jx	см4	469505,5	469505,5	469505,5
д		5,04	5,04	5,04
ccr		34,7	34,7	34,7
уcr	МПа	657,11	657,11	657,11
м		1,25	1,25	1,25
фcr	МПа	281,87	281,87	281,87
M	кН*м	281,27	963,93	1540,38
у	МПа	22,47	282,3	579,2
Q	кН	730,81	627,73	525,16
ф	МПа	48,72	41,85	35,01
		0,17	0,45	0,89
гc		1	1	1

Вывод: Местная устойчивость стенки главной балки обеспечена.

Расчет опорного ребра жесткости

Конструкция опорного ребра балки показана на рис. 8.

Рис. 8 Схема устройства опорного ребра жесткости

Напряжение на нижних торцах ребер при действии опорной реакции не должны превосходить расчетного сопротивления смятию торцевой поверхности основного металла. В случае приварки ребер к нижнему поясу балки сварные швы должны быть рассчитаны на воздействие опорной реакции. Необходимая площадь смятия торца опорного ребра:

см²,

Где R_p=R_u=360 МПа - расчетное сопротивление проката смятию.

Толщина опорного ребра (без учета работы стенки):

см,

гдеb'_f=b_f-k=7,5-2=5,5 cм - ширина выступающей части опорного ребра за вычетом катета скоса ребра k, принимаемого на опоре 20 мм. Принимаем t_s=20 мм.

В расчетное сечение стойки А входят ребра жесткости и полосы стенки шириной:

см

с каждой стороны.

Момент инерции сечения стойки относительно оси Х-Х:

см⁴.

Другие геометрические параметры стойки:

см²;

см;

; по табл. 72 [1] ц=0,768,

гдеl_ef=125 cм - расчетная длина стойки, принимаемая равной высоте стенки h_w.

Тогда:< R_y= 240 МПа.

Вывод: Устойчивость опорного ребра жесткости главной балки обеспечена.

Монтажный стык главной балки

Вес одного погонного метра балки составляет:

кН/м,

(1,2 - конструктивный коэффициент). Масса отправочной единицы по заданию не более 2,5 т. Тогда длина отправочной единицы должна быть не более

м

В разрезной балке монтажный стык располагаем на расстоянии 5,5 м от левой опоры. Найдем изгибающий момент и поперечную силу в назначенном сечении балки:

кН*м, кН

Стык осуществляем высокопрочными болтами d=20 мм из стали марки 30Х3МФ имеющий наименьшее временное сопротивление разрыву R_bun= =1350 МПа и площадь сечения нетто А_bn=2,45 см². Обработка поверхности газопламенная, тогда коэффициент трения м=0,42 и коэффициент надежности г_h=1,12. Расчетное усилие, которое может быть воспринято каждой поверхностью трения соединяемых элементов, стянутых одним высокопрочным болтом:

кН.

где R_bh=0,7R_bun=0,7*1350=945МПа;

г_b=1 - коэффициент условий работы соединения в предположении необходимого количества болтов n?10.

Стык поясов. Каждый пояс перекрываем тремя накладками сечениями 320х12 мм и 2х100х12 мм, общей площадью сечения:

Количество болтов для прикрепления накладок:

болтов,

гдеk=2 - учитываем две плоскости трения.

Принимаем 8 болтов.

Стык стенки. Стенку перекрываем двумя вертикальными накладками сечением 1110х360х8 мм.

Момент, действующий на стенку:

кН*м

Принимаем расстояние между крайними по высоте рядами болтов:

мм.

Найдем коэффициент стыка б:

,

m=2 - число вертикальных рядов болтов на полунакладке.

По табл. 4.6 [3] находим количество рядов болтов по вертикали n_h при б=0,212, n_h=12. Расстояние по вертикали между центрами болтов:

мм=8,3см., тогда аmax=913мм.

Усилие от момента в крайних болтах:

кН.

где см².

Усилие от поперечной силы, равномерно распределяющееся между болтами:

кН.

Результирующее усилие:

< 2*86,82=173,64кН. Условие выполняется.

Недонапряжение составляет .

Проверяем ослабление нижнего растянутого пояса отверстиями под болты d₀=22 мм (на 2 мм больше диаметра болта).

< 0,85*А_п=0,85*64=54,4см².

Принимаем накладки толщиной 20 мм

>0,85*А_п=0,85*64=54,4см².

Ослабленное сечение следует проверять на прочность с учетом того, что половина усилия, приходящегося на каждый болт, в этом сечении уже передана силами трения. В нашем случае необходимо принимать в расчет 9/10 изгибающего момента, приходящегося на поясные листы и 3/4 момента, приходящегося на стенку балки:

кН*м.

Момент инерции ослабления стенки отверстиями под болты:

см⁴.

Момент инерции ослабления поясов отверстиями под болты:

 см⁴.

Момент сопротивления ослабленного сечения в стыке:

см³.

Напряжение в ослабленном сечении, сниженное на коэффициент условий работы г_с: МПа<R_y=240МПа.

Проверять ослабленное сечение балки по площади А нет необходимости, так как оно удовлетворяет условию прочности на площади нетто.

1.3. РАСЧЕТ СОПРЯЖЕНИЯ ВСПОМАГАТЕЛЬНОЙ БАЛКИ С ГЛАВНОЙ БАЛКОЙ

По заданию строительная высота равна 8,3-6,6=1,7м. Суммарная высота запроектированных элементов в середине пролета при этажном опирании вспомогательных балок 1,29+0,24+0,01+0,038=1,578м. Этажное сопряжение удовлетворяет заданной строительной высоте. При этажном сопряжении балок расчет сопряжения не производится [3]. Крепление вспомогательных балок осуществляется на монтажных болтах или путем приварки к верхнему поясу.

2. Расчет колонны

2.1 ОПРЕДЕЛЕНИЕ УИСЛИЯ, ДЕСТВУЮЩЕГО НА КОЛОННУИ ЕЕ РАСЧЕТНОЙ ДЛИНЫ

Длина колонны по фактическим размерам перекрытия будет равна:

м,

где8,3 м - отметка верха настила рабочей площадки;

1,29 м - высота сечения главной балки;

0,24 м - высота балки настила;

0,01 м - толщина настила;

0,50 м - заглубление колонны ниже уровня пола (высота базы колонны), принимаемый в пределах 0,3 - 0,6 м.

Собственный вес колонны следует принимать приближенно от 0,39 до 0,785 кН/м:

кН.

Расчетное усилие, действующее на колонну, равно опорному давлению главных балок и собственному весу колонны:

кН,

где1,1 - коэффициент перегрузки для постоянной нагрузки.

Принимаем закрепление концов колонны шарнирным (м=1). Расчетная длина колонны .

2.2 ВЫБОР КОНСТРУКЦИИ И ПОДБОР СЕЧЕНИЯ КОНСТРУКЦИИ

Конструируем колонну сквозной из двух швеллеров с расположением полок внутрь и соединением ветвей на планках (рис. 9).

Рис. 9 Проектируемая колонна с планками

При расчете сквозных колонн с расчетной нагрузкой до 2500 кН, длиной 7 - 9 м задаются гибкостью л=90-60. В соответствии с этим задаемся гибкостью л=70 и табл. 72 [1] для определения коэффициентов продольного изгиба центрально- сжатых элементов (сталь марки ВСт3пс6 с R_y=240 МПа) находим ц=0,768.

а) Расчет относительно материальной оси Х-Х.

Требуемая площадь сечения:

см².

Требуемый радиус инерции:

см.

Подбираем два швеллера №33П по ГОСТ 8240-97(А=2*46,5=93см², i_x=13,1 см).

Гибкость ц=0,8265

Проверяем напряжение: МПа < <МПа

Недонапряжение составляет Условие не выполняется, произведем расчет заново.

Подбираем два швеллера №30П по ГОСТ 8240-97(А=2*40,5=81см², i_x=12см).

ц=0,805

МПа < <МПа

Недонапряжение составляет

Условие выполняется.

Выбранные швеллера вполне удовлетворяют условию прочности.

б) Расчет относительно оси Y-Y.

Определяем расстояние между ветвями колонны из условия равноустойчивости колонны в двух плоскостях: . Задаемся гибкостью ветви колонны (л₁=25-40), которую необходимо обеспечить при конструировании соответствующей расстановкой соединительных планок л₁=30. Приведенная гибкость относительно свободной оси при наличии соединительных планок равна:



Из этой формулы можно найти требуемую гибкость относительно оси у-у:

Полученной гибкости соответствует радиус инерции:

см.

По радиусу инерции определяем требуемое расстояние между ветвями:

см

где б₂ - для сечения из двух швеллеров; табл. 8.1 [2].

Ограничение:мм < b_тр=323 мм,

Гдеb_f=100 мм - ширина полки профиля;

д=2 - для швеллера.

Окончательно b_тр=330 мм

2.3 РАСЧЕТ СОЕДИНИТЕЛЬНОЙ РЕШЕТКИ (ПЛАНОК)

Размеры планок:

ширина b_р=0,6*b_тр=0,6*330=198 мм=19,8см,

длина мм,

толщина мм,

мм; мм.

Принимаем соединительную планку 300х160х8 мм и привариваем ее к полкам швеллера угловыми швами с катетом 5 мм.

Расстояние между приваренными планками в свету определится из принятой гибкости ветви л₁=30:

.

Тогда расстояние между центрами планок:

м.

Окончательное расстояние между планками определится при конструировании колонны. Оно должно быть равно или меньше принятого в расчете.

Планки рассчитываются на условную поперечную силу Q_fic, принимаемую постоянной по всей длине стержня и определяемую по формуле:

,

гдев- коэффициент, равный меньшему из двух отношений ц_min/ц или у/(ц*R_y).

Здесьц - коэффициент, принимаемый для колонны в плоскости соединительных элементов (планок);

ц_min - меньший из коэффициентов продольного изгиба (в плоскости соединительных элементов или в плоскости перпендикулярной к ней).

у=N/A =1542,87/81*0,1=190,48МПа - напряжение сжатия в колонне.

В данном случае:

, , следовательно, в=0,986.

Определяем Q_fic:

кН.

Условная поперечная сила, приходящаяся на одну систему планок:

кН.

Изгибающий момент и поперечная сила в месте прикрепления планки:

кН*м;

кН.

Проверим напряжение в сварных швах. Первый случай - расчетное сечение проходит по металлу шва. Момент сопротивления расчетного сечения:

см³.

Напряжение в расчетном сечении от момента и поперечной силы:

МПа

МПа

Результирующее напряжение:

.

Второй случай - расчетное сечение проходит по металлу границы сплавления:

см³;

МПа;

МПа;

.

Для предотвращения сдвига одной ветви колонны относительно другой параллельно оси у-у устанавливаются поперечные горизонтальные диафрагмы на расстоянии не более 4 м друг от друга и не менее 1 шт на колонну. Для колонн сварного сечения обычно принимают листовые диафрагмы.

2.4 РАСЧЕТ БАЗЫ «БАШМАКА» КОЛОННЫ

Конструкция базы должна обеспечить принятое в расчете шарнирное опирание колонны на фундамент. Это достигается креплением анкерных болтов за гибкую опорную плиту.

Расчетное давление на фундамент N=1542,87кН. Требуемая площадь плиты башмака:

см²_.

Ориентировочно принимаем ц_b=1,2; тогда R_b,lok= ц_bR_b=1,2*6=7,2 МПа - где R_b=6 МПа -для бетона класса В10 табл. 13 [5].

Конструируем башмак (рис. 10) с шириной опорной плиты:

см,

гдеb₁=8 см - выпуск плиты за листы траверсы.

Длина плиты:

см.

Вылет консольной части траверсы равен:

см

Принимаем базу фундамента размером 470х460 мм с см².

Для определения толщины плиты вычисляем изгибающие моменты от контактных напряжений по площади плиты на различных ее участках.

а) Для участка опертого на четыре канта внутри сечения колонны (рис. 10), при отношении l/b=33/30=1,1; находим в табл. 5.2 [3] коэффициент б=0,055. Тогда:

кН*см.

б) Для участка, опертого на три канта между ветвями траверсы и ветвью колоны, отношение l₁/b=8/30=0,27 < 0,5, следовательно, изгибающий момент находим как в консольной балке:

кН*см.

в) Расчетный момент на консольном участке плиты:

кН*см.

Найдем толщину по наибольшему значению изгибающего момента:

см.

Принимаем t_p=30 мм (ближайший большой размер по сортаменту).

Определение высоты траверсы. Высота траверсы определится из условия размещения суммарной длины сварных швов, прикрепляющих траверсу к ветвям колонны:

см;

см,

где 4 - количество сварных швов прикрепления траверсы к ветвям колонны.

Принимаем h_t=35 см.

Толщина швов, прикрепляющих листы траверсы к плите, определится из расчета передачи вертикального усилия. Учитывая, что на консольных участках листы траверсы привариваются с двух сторон, находим:

см;

см.

Принимаем k_f=10 мм.

Проверяем траверсу на изгиб, назначив толщину листов траверсы 10 мм. Опорное давление на 1 погонный сантиметр одной ветви траверсы:

кН/см.

Изгибающий момент:

кН*см.

Момент сопротивления:

см³.

Напряжение в листе траверсы у места приварки к колоне, сниженное на коэффициент условий работы:

МПа < 240 МПа=R_y.

Рис. 10 База колонны

2.5 РАСЧЕТ ОГОЛОВКА КОЛОННЫ

Опирание балок на колонну осуществляется с верху через ребра, расположенные над гранями колонн. Толщина опорной плиты в этом случае назначается конструктивно в пределах 20-25 мм. Нагрузка с балок передается на опорную плиту оголовка и далее через швы или фрезерованный торец на стержень колонны.

При передаче давления балки через швы требуемый катет шва будет равен:

см;

см.

Принимаем k_f=8 мм. Величина равна периметру сечения колонны, так как ветви колонны у оголовка усилены двумя планками, приваренными к плите и стержню колонны.

Литература

1. СНиП II-23-81. Стальные конструкции. Нормы проектирования. - срок введения 1.01.82 - М: Стройиздат, 1982 - 96 с.

2. СНиП 2.01.07-85*. Нагрузки и воздействия. Нормы проектирования. - срок введения 1987-01-01 - М: Стройиздат, 1987 - 72 с.

3. Парфенов В.И. Методические указания к курсовому проекту «Расчет площадки промышленного здания». - Уфа: Ротапринт УНИ 1983г.

4. Беленя Е.И. и др. Металлические конструкции - М: Стройиздат, 1976 - 600 с.

5. СНиП 2.03.01- 84. Бетонные и железобетонные конструкции. Нормы проектирования. - срок введения 1.01.1986 - М: Стройиздат, 1986 -77 с.

6. Стальные конструкции. Справочник конструктора М: Стройиздат, 1976 - 329 с.

7. Тахтамышев А.Г. Примеры расчета стальных конструкций - М: Стройиздат, 1977 - 262 с.

8. Муханов К.К. Металлические конструкции - М: Стройиздат, 1976 - 504 с.

9. Мандриков А.П., Лялин И.М. Проектирование металлических конструкций. - М: Стройиздат, 1982.

10. Маилян Р.Л. Строительные конструкции. Учебное пособие. - Ростов н/Д: Феникс, 2004. - 880 с. (Серия «Строительство»).

11. Сетков В.И. Сребин Е.П. Строительные конструкции. Учебник. - М.: ИНФРА-М, 2005. - 448 с. - (Среднее профессиональное образование).

12. А.А. Семенов «Металлические конструкции. Основы расчета элементов и их соединений в примерах и задачах»; Уфа, УГНТУ - 2003г.