Компоновка балочной клетки рабочей площадки производственного здания

 

Содержание


Введение.

.Исходные данные для курсового проектирования.

.Технико-экономическое обоснование компоновки балочной клетки.

.1 Выбор компоновочной схемы

.2 Выбор стали основных конструкций

.3 Расчет настила

.4 Расчет балок настила и вспомогательных балок

Вариант 1. Балочная клетка нормального типа

Вариант 2. Балочная клетка усложненного типа

.5 Выбор оптимального варианта

.Расчет главной балки.

.1 Определение нормативных и расчетных нагрузок

.2 Определение усилий

.3 Компоновка сечения главной балки

.4 Проверка нормальных напряжений

.5 Изменение сечения балки по длине

.6 Проверка прочности балки в измененном сечении

.7 Проверка местной устойчивости элементов балки и расчет балки

.8 Проверка жесткости

.9 Расчет поясных швов

.10 Конструирование и расчет опорной части балки

.11 Расчет и конструирование монтажного стыка

. Расчет колонны.

.1 Расчет стержня колонны сквозного сечения

.2 Расчет планок

.3 Расчет оголовка колонны

.4 Расчет базы колонны

Список литературы

Введение


В курсовом проекте рассматривается балочная клетка рабочей площадки производственного здания, состоящая из железобетонного настила, системы перекрестных балок, колонн и фундаментов. Выбор размеров балочной клетки в реальных условиях достаточно сложен, так как на суммарную стоимость конструкции влияет большое количество факторов: тип настила, схема размещения балок, шаг колонн, марка стали и т.п. С учетом современного метода вариантного проектирования задача курсового проекта упрощается и сводится к выбору оптимального по расходу металла решения упрощенного, нормального или усложненного типа балочной клетки при заданной полезной нормативной нагрузке и основных параметров.

В данном курсовом проекте рассматривается два варианта компоновки балочной клетки. При этом изменяется шаг балок настила и второстепенных балок. Для каждого из двух вариантов необходимо рассчитать настил, балки настила, второстепенные балки и определить минимальный расход стали на 1 м² перекрытия.


1. Исходные данные для курсового проектирования


.Номер схемы поперечника: 2.

1.Размеры площадки в плане: 30х18 м.

2.Шаг колонн в продольном направлении: 15 м.

.Шаг колонн в поперечном направлении: 6 м.

.Нормативная полезная нагрузка: gн=12 кН/м².

5.Коэффициент надежности по нагрузке: ?f=1,2.

.Отметка верха габарита помещения: +9,200.

.Отметка настила: +11,200

.Отметка чистого пола 1-го этажа: ±0,000.

.Материал несущих конструкций: сталь;

.Материал фундаментов: бетон класса В12,5.

.Тип сечения колонн: сквозные.

. Расчетная температура эксплуатации -20 °C.


2. Технико-экономическое обоснование компоновки балочной клетки


.1 Выбор компоновочной схемы


Балочные клетки могут быть нормального или усложненного типа

(рис. 1.1.1 а,б):


а). Нормальный тип балочной клетки

.

б). Усложненный тип балочной клетки.

Рис. 1.1.1. Типы балочных клеток.



2.2 Выбор стали основных конструкций


Исходя из заданной температуры эксплуатации и приняв статический характер действия нагрузки по табл. 50* [1] выберем сталь для основных конструкций:

Главные балки, балки настила и колонны - сталь С245 по ГОСТ 27772-88

Настил рабочей площадки и связи по колоннам - сталь С245 по ГОСТ 27772-88


2.3 Расчет настила


Толщину стального настила находим из нормативной величины временной нагрузки и в соответствии с сортаментом:

Рн=12 кН/м2, то t=8-10 мм. Принимаем t=10 мм.

Максимальный пролет стального настила, определенный из условия равенства фактического прогиба настила предельному значению:



а=1 м.

где n0 = 150 - величина обратная предельному относительному прогибу настила;

E1 = 2.26 ×10 8 кПа - цилиндрическая изгибная жесткость стального настила;

рн =12 кПа;

t = 0,01м.



2.4 Расчет балок настила и вспомогательных балок


Вариант 1. Расчет балочной клетки нормального типа.

Расчет балки настила.

Балку рассчитываем как свободно опертую, загруженную равномерной нагрузкой. Толщина настила 10 мм. Вес настила Рн=0,785 кН/м2, a=1 м - шаг балок настила.

Определяем нормативную линейную равномерно распределенную нагрузку на балку настила:



Определяем расчетную линейную равномерно распределенную нагрузку на балку настила:


,


где ?fз=1.0,5 - коэффициент надежности для собственного веса пастила; ?fg=1,2 - коэффициент надежности по нагрузке

Расчетной схемой балки настила является однопролетная разрезная балка. Усилия, действующие в балке настила, при пролете балки равном l=6м:

Усилия, действующие на балку настила:


М н =( q н * l 2 )/ 8=(12,785 * 6 2 )/ 8 = 57,5325 кН м=( q * l 2 )/ 8=(15,2242 * 6 2 )/ 8 = 68,5089 кН м=( q * l ) / 2 = (15,2242 * 6) / 2 = 45,6726 кН


Определяем требуемый момент сопротивления балки:


,


где с1=1,12-коэффициент, принимаемый по прил.5 [3],

?c=1- коэффициент условий работы,

Rу=24,5 кН/см2 расчетное сопротивление по пределу текучести для стали С245.

Принимаем по сортаменту двутавр №26Б1 по ГОСТ 26020-83, имеющий:

Ix=4024 см4, Wx=312,0 см³, Л/п=0,28 кН/м, А=35,62 см².

Определяем дополнительные усилия от собственного веса балки:


M´н=(Л/п*l2)/8=0,280*6²/8=1,26 кНм

М´=(Л/п*l2* ?fз)/8=(0,280*62* 1,05)/8=1,323 кН

Q´=(Л/п*l2* ?fз)/2=(0,280*62* 1,05)/2=0,882 кН


Проверка выбранного профиля:


s = (М+ М1)/С1 Wx = (6850,89 + 132,3) / 1,16*312=19,29 < 24.5 кН / cм2

t = Q2 / (h - 2 tf) t w =45,6726/(25,8-2*0,85)0,58=3,27<7,105


где С1 = С при t < = 0. 5 Rs =7,105


C = 0.04576 / (Afw)+ 1.0185=0.04576 / 0,32+1.0185=1,16fw = bf tf / (A - 2 bf tf)=(12*0,58)/(35,62-2*12*0,58)=0,32


Проверка относительного прогиба балки:

/ l =((М н + М´н )*l) / (10* Jx *E)=( (5753,25 + 126) * 600) / (10 *4024 * 2.06* 104) =4,26*10-3<5*10-3

f / l?1/ n0 при l=6 м n0=200


Жесткость балки настила обеспечена.

Расход материала на м² конструкции:

Масса m=0,28кН=28кг

Количество балок к/б=16


Р/м=(m*l*к/б)/(l*b)= (28*6*16)/(6*15)=29,867кг/м2


Принятое сечение балки удовлетворяет условиям прочности и прогиба.

Вариант 2. Расчет балочной клетки усложненного типа.

Расчет балки настила.

Шаг балок настила принимаем а=1,2 м, шаг вспомогательных балок принимаем равным b=3 м. Толщина настила 10 мм, Рн=0,785 кН/м2,.

Определяем нормативную линейную равномерно распределенную нагрузку на балку настила:



Определяем расчетную линейную равномерно распределенную нагрузку на балку настила:



Усилия, действующие на балку настила:


,

Q=*3/2=27, 4036 кН

Определяем требуемый момент сопротивления балки:


,


где с1=1,12-коэффициент, принимаемый по прил.5 [3],

?c=1- коэффициент условий работы,

Rу=24.5 кН/см2 расчетное сопротивление по пределу текучести для стали С245

Принимаем по сортаменту двутавр №16Б1 по ГОСТ 26020-83, имеющий:

Ix=689 см4, Wx=87,8 см³, Л/п=0,127 кН/м, А=16,8 см².

Определяем дополнительные усилия от собственного веса балки:


M´н=(Л/п*l2)/8=0,127*3²/8=0,1429 кНм

М´=(Л/п*l2* ?fз)/8=(0,127*32* 1,05)/8=0,15 кН

Q´=(Л/п*l2* ?fз)/2=(0,127*32* 1,05)/2=0,2кН


Проверка выбранного профиля:


s = (М+ М1)/ С1 Wx = (2055,27 + 15) / 1,09*87,8=21,6325 < 24.5 кН / cм2

t = Q2 / (h - 2 tf) t w =27, 4036 /(15,7-2*0,59)0,40=4,72<7,105


где С1 = С при t < = 0. 5 Rs =7,105


C = 0.04576 / (Afw)+ 1.0185=0.04576 / 0,68+1.0185=1,09fw = bf tf / (A - 2 bf tf)=(8,2*0,59)/(16,8-2*8,2*0,59)=0,68


Проверка относительного прогиба балки:/ l =((М н + М´н )*l) / (10* Jx *E)=( (1725,97 + 14,29) * 300) / (10 *689 * 2.06* 104) =3,68*10-3<6,6666*10-3

f / l?1/ n0 при l=3 м n0=150


Жесткость балки настила обеспечена.

Расход материала на м² конструкции:

Масса m=0,127кН=12,7кг

Количество балок к/б=25


Р/м=(m*l*к/б)/(l*b)= (12,7*3*25)/(6*15)=10,58кг/м2


Принятое сечение балки удовлетворяет условиям прочности и прогиба.

Расчет вспомогательной балки.

Нагрузку на вспомогательную балку от балок настила считаем равномерно распределенной. Определяем нормативную и расчетную нагрузку на нее:



Определяем расчетную линейную равномерно распределенную нагрузку на балку настила:



Усилия, действующие на балку настила:


,

Q=*6/2=137, 2584 кН

Определяем требуемый момент сопротивления


,


Принимаем по сортаменту двутавр №40Б2 по ГОСТ 26020-83, имеющий:

Ix=18530см4, Wx=935,7 см³, Л/п=0,548 кН/м, А=69,72см².

Определяем дополнительные усилия от собственного веса балки:

Mн=0,548*6²/8=2,466кНм

М=0,548*1,05*6²/8=2,5893кНм

Q=0.548*1.05*6/2=1,7262кН

Проверка выбранного профиля:


s = (М+ М1)/ С1Wx = (20588,76 +258,93) /1,09* 935,7=20,44 < 24.5 кН / cм2

t = Q2 / (h - 2 tf) t w =137, 2584 /(39,6-2*1,15)0,75=4,91<7,105


где С1 = С при t < = 0. 5 Rs =7,105

= 0.04576 / (Afw)+ 1.0185=0.04576 / 0,6+1.0185=1,09fw = bf tf / (A - 2 bf tf)=(16,5*1,15)/(69,72-2*16,5*1,15)=0,6


Проверка относительного прогиба балки:

/ l =((М н + М´н )*l) / (10* Jx *E)=( (17294,04+ 246,6) * 600) / (10 *18530 * 2.06* 104) =2,757*10-3<5*10-3

f / l?1/ n0 при l=6 м n0=200


Жесткость балки настила обеспечена.

Расход материала на м² конструкции:

Масса m=0,548кН=54,8кг

Количество балок к/б=6


Р/м=(m*l*к/б)/(l*b)= (54,8*6*6)/(6*15)=21,92кг/м2


Принятое сечение балки удовлетворяет условиям прочности и прогиба.


2.5 Выбор оптимального варианта


Полученные величины расхода стали на 1 м² площади балочной клетки сведены в таблицу 3.3.1:


Таблица 3.3.1

наименование элементов1 вариант2 вариантрасход стали, кг/м2количество балокрасход стали, кг/м2количество балоктипоразмершттипоразмерштбалка настила29,86711610,58125вспомогательная балка---21,9216итого29,8671632,531

По расходу металла 1 вариант выгоднее.



3. Расчет главной балки

конструкция балка настил устойчивость

Главные балки балочных клеток проектируют составными из листовой стали по ГОСТ 82-70*. Соединение листов осуществляется сваркой или заклёпками. Большинство используемых составных балок - сварные, клёпаные балки применяются в основном при тяжёлой подвижной нагрузке, так как в этих условиях они значительно надёжнее сварных. В обычных условиях сварные балки более экономичны.


3.1 Определение нормативных и расчетных нагрузок


Расчетной схемой главной балки является однопролетная балка, загруженная равномерно распределенной полезной нагрузкой и нагрузкой от собственного веса балок настила и настила.

Нормативная величина равномерно распределенной нагрузки:

н = b * ( p н * g нн + g нбн ) = 6 * ( 12+0,785+0,2987) = 78,5 кН / м.п


Расчетная величина равномерно распределенной нагрузки:

= b * (n1* pн + n2* g нн + n2 * g нбн) = 6 * (1,2 *12 +1,05*0,785 + 1,05*0,2987) = 93,23 кН / м.п


.2 Определение усилий


Максимальная величина изгибающего момента, действующего в середине пролета главной балки:


М н = q н * l 2 *a / 8 = 78,5 * 15 2 *1,05/ 8 = 2318,2 кН*м

М = q * l 2 * a / 8 =93,23 * 152 *1,05/ 8 = 2753,2 кН*м

Поперечная сила :


Q = q * l * a / 2 =93,23*15*1,05 / 2 =734,19 кН


3.3 Компоновка сечения главной балки


Для определения высоты главной балки вычисляется требуемый момент сопротивления


W тр = M / R y =275320 / 24,5=11237,55 см 3


Минимальная высота балки, определенная из условия обеспечения требуемой жесткости :


h min = l * R y * g c / (10 5 * f / l ) * М н / М , где f / l =1 / 400 и R y = 24.5 кН / см 2


h min = 1500 * 24.5 * 400 * 461853 / 105 * 231820/275320=123,77 см принимаем h min =124 см.


h opt = 1.15 * Ö W тр / t w


Ориентировочная толщина стенки балки


t w = 7 + 3 * h / 1000 ,где h =(1/10)* l = 15000/10 = 1500 мм


t w = 7 + 3*1500 /1000 =11,5 мм

Принимаем толщину стенки балки 12 мм, t w>8.

Оптимальная высота балки, обеспечивающая ее минимальный вес :

h opt = 1.15 * Ö 11237,55 / 1,2=111,29 см , т.к. h opt < h min

При этом высота балки не может быть больше необходимого ограничения габарита :


h стр = H-( t н+ h б.н. ) =(11,2-9,2) -(1+25,8) =173,2 м

0,85* h opt< h min <1,15* h opt

94,6< h min <127,99min = h min =124 см.


Принятая толщина стенки проверяется на срез


t w ³ K*Q / (h w * R s* g c ) =1.2*734,19/(124*14.21) =0.5 см ,


1,2>0,5 условие выполнено

Определяем условную гибкость стенки :


l w = h w / t w*Ö R y / E =124 / 1.2 *Ö 24.5 / 20600 =3,51 < 5.1 , условие выполнено


Требуемая площадь сечения пояса :


A f тр = W тр / h - t w * h / 6 = 11237,55 / 124 - 1.2 * 124 / 6 = 30,24см2


Обычно ширина пояса принимается равной (1/3 - 1/5) * h.

f=1/3* h w =1/3*124=41,33 смf=1/5* h w =1/5*124=24,8 см


Принимаем b f = 30 см, (b f ³180 мм).

Толщина пояса t f = A f / b f = 30,4/30=1,01 см?1,2см ,

учитывая что t f £ 3 t w

(12мм < 36мм)


Рис.4. Составное сечение главной балки


Значит h w = h - 2 * t f =173,2- 2*1,2 =170,8 см

Для обеспечения устойчивости сжатого свеса пояса необходимо, чтобы соблюдалось условие : b ef / t f £ 0.5 * Ö E / R y


b ef = b f / 1,2=30/2=25 см -это ширина свеса сжатого пояса


/ 2 £ 0.5 * Ö 20600 / 24.5

,5 £ 14,5 - устойчивость сжатого свеса пояса обеспечена


3.4 Проверка нормальных напряжений


Определяем геометрические характеристики :

Момент инерции сечения :


J xp = t w * h w 3 / 12 +2* b f * t f * ( h w /2+ t f /2 )2 = 1.2 * 170,8 3 / 12 +2 * 30 * 2 * (170,8 /2 + 2/2 )2 = 1030780,69 см 4


Момент сопротивления :

x = 2 * J xp / h = 2 *1030780,69 / 173,2=11902,78 см 3


Нормальные напряжения s = M / W = 275320 / 11902,78 = 23,13 кН / см 2 < 24.5 кН / см 2

Недонапряжение в балке


(R y * g c -s) / (R y * g c) *100% £ 5%


(24,5-23,13) / 24,5 *100% =5,59% > 5%

Недонапряжение в балке, не должно превышать 5%,однако из-за дискретности размеров листового проката такая высокая точность подбора не всегда может быть достигнута, и в учебной работе можно считать допустимыми недонапряжения до 10%.

Если не удается добиться такой величины недонапряжения, в некоторых случаях это просто невозможно, главное, чтобы выполнялось условие жесткости



Где =



,0016<0,0025 условие жесткости выполняется.



3.5 Изменение сечения главной балки по длине


Сечение балки изменяют в целях экономии металла. Рациональное место изменения сечения на расстоянии 1/6 от опор.

= 1/6*L=15/6=2,5 м


Принимаем место изменения сечения на расстоянии 2.5 м от опоры.

Принимаем ширину пояса в измененном сечении равной минимальной конструктивной


b f 1 ³ 1/10*h =173,2/10=17,32 см

b f 1 ³ 0.5 * b f = 30/2=15 см


b f 1 ³ 180 мм

Принимаем b f 1 = 18см

В месте изменения сечения изгибающий момент и поперечная сила для разрезных балок:


М 1 = q *X*( l-X ) *0.5 =93,23 *2.5*(15-2.5)*0.5=1456,72кНм

Q 1 = q*(l-2*X)*0.5=93,23*( 15-2*2.5) ) * 0.5 =466,15 кН


Требуемый момент сопротивления сечения W тр = М 1 / Rwy

Расчетное сопротивление стыкового сварного шва Rwy = 0.85 * Rywy = 0.85 * 24.5 = 20.825 кН / см 2 тр = 145672 / 20.825 = 6995,05 см 3

Требуемая площадь пояса


А f1 = W тр /h - t w * h /6 = 6995,05/173,2 - 1.2*173,2/6 =11,52 см 2


Зная t f =1,2см окончательно назначаем ширину b f 1=18см

Площадь сечения балки


A1 = 2 * b f 1 * t f + h w * t w = 2 * 18 * 1,2 + 170,8 * 1.2 =248,16 см2


Момент инерции измененного сечения


J 1 = t w * h w 3 /12 +2* b f 1 * t f * ( h /2 + t f /2 ) 2 =

=1,2*170,8 3/12+2*18*1,2*(173.2/2-1,2/2) 2= 817775,89 см 4


Момент сопротивления


W 1 = 2 * J 1 / h =2*817775,89 /173,2 =9443,14 см 3


Статический момент пояса относительно нейтральной оси


S f 1 = b f 1 * t f * ( h w /2 + t f /2) =18 *1,2 *(170,8/2+1,2 /2) =1857,6 см 3


Статический момент половины сечения, относительно нейтральной оси


S x 1 = b f 1 * t f * h /2 + h w /2 * t w * h w /4 = А f1 * h /2 + А w /2 * h w /4 =

=18*1,2*173,2/2 +1.2*170,8 /2 *170,8 /4=6370,3 см 2


3.6 Проверка прочности балки в измененном сечении


Нормальные напряжения s = M 1 / W 1 £ Rwy

s = 1456,72 / 9443,14 =15,43 кН/ см2 £ 20,825 кН/ см2

Максимальные касательные напряжения в опорном сечении


t = Q 1 * S f 1 / (J 1 * t w ) £ R s* g c

t =466,15 *1857,6 / (817775,89 * 1.2 ) =0,88 кН/ см2 £ 14.21 кН/ см2

Определяем напряжения в стенке на уровне поясных швов


s = M 1 / J 1 * h w /2 =145672 /817775,89 * 170,8 /2=15,21 кН/ см2

t = Q / (t w* h w ) = 734,19 / (1.2 *170,8 ) =3,58 кН/ см2


Приведенные напряжения s пр = Ö s 2 +3 * t 2 £ 1,15 * R y* g c

s пр = Ö 15,21 2 +3 * 3,58 2 =16,42 кН/ см2 £ 28.175 кН/ см2

Максимальные касательные напряжения в опорном сечении


t = Q * S x 1 / (J 1 * t w ) £ R s* g c


t = 734,19 * 6370,3 / (817775,89 * 1.2 ) =4.77 кН / см 2 £ 14.21 кН / см 2


3.7 Проверка местной устойчивости элементов балки и расчет ребер


Местная устойчивость сжатого свеса пояса считается обеспеченной в том случае, если выполняется условие :

ef / t f £ 0.5 * Ö E / R y

b ef / t f = (30 - 1.2) / 1,2 / 2 = 12 £ 14.5 - устойчивость сжатого свеса обеспечена.


Условная гибкость стенки :


l w = h w / t w * Ö R y / E = 170,8 / 1.2 * Ö 24,5 / 2.06 x 10 4 = 4,84 > 3.5


необходимо стенку укрепить парными поперечными ребрами и проверить ее устойчивость расчетом в пределах каждого отсека. Расстояние между ребрами a £ 2 * h w =2*170,8=341,6см , принимаем a =300 см

Размеры ребер :

ширина ребра b h ³ h w / 30 + 40 мм = 1708 / 30 + 40 = 96,9 мм, принимаем ширину ребра равной 100 мм,

толщина ребра t s ³2*b h*Ö R y / E = 2 * 100 * Ö 24,5 / 2.06x10 4 =6,8мм. Принимаем толщину ребра 7 мм .

Проверяем устойчивость стенки балки , укрепленной поперечными ребрами жесткости


Ö (s / s c r ) 2 + (t / t c r ) 2 £ g c

s = M / W * h w / h = 2753,2 /11237,55*170,8 / 173,2=24,16 кН / см 2

t = Q / ( t w* h w) =734,19/ ( 1.2 * 170,8 ) =3,58 кН / см 2


Критические напряжения потери местной устойчивости стенки

нормальные:


s cr = C c r * R y / l w 2 C c r


определяется по таблице 21 [1] в зависимости от величины d , вычисляемой по формуле:


d = b * b f / h w * ( t f 3 / t w 3 ) =0.8 *30 /170,8*(1,2 /1.2) 3 = 0.14 £ 0.8 , C c r = 30


s cr = 30 * 24,5 / 4,84 2 =31,38 кН / см 2

касательные:

t c r = 10.3 * ( 1 + 0.76 / m 2 ) * R s / l ef 2 , где m - отношение большей стороны отсека к меньшей, l ef - условная гибкость стенки, определенная по меньшей стороне отсека

m = 300 / 170,8= 1.76


l ef = d / t w * Ö R y / E =170,8/1.2 * Ö 24.5 / 20600 = 4,84


t c r = 10.3 * (1 + 0.76 / 1.77 2 ) * 14,21 /4,85 2 = 8,89 кН / см 2

Ö (24,16 /31,38) 2 + (3,58 / 7,78) 2=0,89 £ 1

,89 £ 1 - устойчивость стенки в пределах проверяемого отсека обеспечена парные поперечные ребра жесткости b s= 100 мм, t s =7 мм ставятся с шагом 3000 мм


3.8 Проверка жесткости


Проверяют жесткость разрезной балки


f / l = M н * l / (10 *E * J 1) £ [ f / l ] , где [ f / l ] =1/300 -предельный относительный прогиб


£ 0,00333


3.9 Расчет поясных швов


Сварные поясные швы в балках делают сплошными одной толщины. По конструктивным соображениям минимальный катет поясного шва принимается в зависимости от толщины полки.

Конструктивно минимальная высота катета поясного шва k f = 6 мм.

Поясной шов принятого катета проверяется на прочность

по металлу шва


QSf /(twIf)£Rwfgwfgc=734,19*1857,6/1,2*817775,89=1,39< 15,3


по металлу границы сплавления


QSz /(tw If ) £ Rwz gwz gc =1,39 < 16,4


3.10 Конструирование и расчет опорной части балки


Требуемая площадь опорного ребра

s тр ³ Q / R p ,


где R p - расчетное сопротивление стали смятию торцевой поверхности. При R u n = 37 кН / см 2 по табл. 52 [1] найдем R p = 34 кН / см 2 .

A s тр = 734,19 / 34= 21,59 см 2

Принимаем толщину опорного ребра t s = 20 мм

Ширина ребра b s = A s тр / t s =21,59/ 2 = 10,79см , s ³ 180 мм , значит b s =18см

Проверим устойчивость опорного ребра


b s / (2 *t s ) £ 0,5 * Ö E / R y


/ (2 *2 ) £ 0.5 * Ö20600 / 24,5

,5£ 14,5 см

Проверяем устойчивость относительно оси Z :


s = Q / (j * A оп ) £ R y * g c


A оп -расчетная площадь опорной части балки

Aоп =t w *0,65*Ö(Е/Ry)+ts*bs=1.2*0,65*Ö (20600/24,5)+2 *28 =58,62 см 2


j -коэффициент продольного изгиба , зависит от гибкости.


Гибкость l = h / i z = h / Ö J z / A оп


Момент инерции условного сечения

z = t s * b s 3 / 12 = 2 *18 3 / 12=972 см 4


l =173,2/ Ö 972 /58,62 =42.53 , такой гибкости соответствует коэффициент продольного изгиба j = 0.815

Нормальные напряжения

s =734,19/ (0,815 *42,53) =21,18 £ 24,5 кН / см 2 .

Определим толщину швов прикрепления опорных ребер к стенке


k f ³ Q/ ( n * b f * h w * R w f *g w f * g c ) , где n -число швов


k f = 734,19/ (2 * 0.7 * 170,8 * 18*0.85 * 1 ) = 0.2 см

Минимальный конструктивный шов - 6 мм

>2


3.11 Расчет и конструирование монтажного стыка


Монтажный стык проектируем посередине пролета балки. Рассмотрим два варианта выполнения монтажного стыка: сварной и на высокопрочных болтах.

При выполнении сварного стыка в середине пролета и невозможности осуществления физических методов контроля шва необходимо выполнить стык верхнего пояса прямым, стык нижнего пояса - косым.

При выполнении стыка на высокопрочных болтах принимается один диаметр болтов для поясов и стенки. Стык выполняется при помощи накладок. Основным является диаметр 24 мм. Изгибающий момент в стыке распределяется между поясами и стенкой пропорционально их жесткости.

Доля изгибающего момента, приходящегося на стенку


М w = М ст * J w / J 1

J w = t w * b w 3 / 12 =1.2*170,8 3 / 12 = 498268,69 см 4


М w =275320 * 498268,69 /817775,89=167751,75 кНсм

Доля изгибающего момента, приходящегося на пояса


М f = М ст - М w = 275320 -167751,75 = 107568,25 кНсм


Усилие в поясных накладках


N н = М f / h =107568,25 /173,2 =621,06 кН


Требуемая площадь накладки нетто


A н = N н / R y g c =621,06 /24,5 =25,35 см 2


Необходимое количество высокопрочных болтов с одной стороны стыка


n = N н / (n тр * Q b h * g c ) ,


где n тр - количество плоскостей трения ,

Q b h -расчетное усилие, воспринимаемое одним болтом по одной плоскости трения соединяемых элементов , определяется по формуле :

Q b h = R b h * g b * A b n * m / g h , гдеb h = 0,7 * R bun , R b h = 0,7 * 110 = 77 кН / см 2


g b = 1

A b n =3,52 см 2 - площадь сечения нетто для болта диаметром 24 мм

m = 0.58 - коэффициент трения , принимаем по табл. 36 * [1]

g h = 1,12- коэффициент надежности , принимаем по табл. 36* [1]

Q b h = 77 * 1 * 3,52 *0,58 / 1.12 = 140,36 кН

n =621,06 /140,36 =4,42 -принимаем n =6

Толщина стыковой накладки t н = A n / b н =25,35 /30 =0,84 см

Проверим прочность поясных накладок , ослабленных отверстиями под болты


s = N 1 / A н 1 £ R y g


s = 410,18 / 25,35 = 16,18 < 24,5 кН / см 2 - прочность стыковых накладок в ослабленном сечении обеспечена

Расстояния между крайними горизонтальными рядами болтов


l макс = h w - (120-180 )мм =173,2-162=1550 мм ,


l макс < 3K , где K -расстояние между крайними вертикальными рядами болтов полунакладки ,

l макс < 3 * 700 =2100 мм

<2100

Количество вертикальных рядов болтов


m = M w * l макс / (k * Q b h *S l i2 )


S l i2 = 16,2 2 +77,5 2 +155 2 =30293,69 см 2

m =167751,75 *155 / ( 2 *140,36 * 30293,69 ) = 3,06 , принимаем m =4 вертикальных ряда с одной стороны стыка

При совместном действии изгибающего момента и поперечной силы наибольшее усилие


S = Ö (M w * l макс / m / S l i2 ) 2 + ( Q / n ) 2 =

Ö (167751,75 * 155 / 4/ 30293,69 ) 2 + ( 734,19 /6) 2 =247,02 кН


Для обеспечения прочности соединения необходимо


S £ Q b h * n тр


,02 £ 280.72- несущая способность стыка стенки обеспечена.


. РАСЧЕТ КОЛОННЫ


Рассчитываем среднюю колонну ряда. Сечение колонны по заданию сквозное составное из двух прокатных ветвей, соединенных безраскосной решеткой на планках.


4.1 Расчет стержня колонны сквозного сечения


N=2 *Q =2 *734.19 =1468,38 кН


Геометрическая длина колонны= 11,2+0.6 -1,732 = 10,07 м


l =m *l =1 *10,07 =10,07 м


Зададимся гибкостью колонны l = 70 , j = 0.754

Требуемая площадь сечения ветви:


A тр = N / j R y A тр = 1468,38/ (0.754 * 24.5 ) = 79,49 см 2 х / l =1007 /70 =14,39 см


Принимаем ветви из двух швеллеров № 33

i х = 13,1 см , 2 А = 2 *46,5 =93 см 2 , масса 1 м.п 0.365 кН



Рис. 6. Сечение сквозной колонны


Гибкость колонны: l x = l / i x =1007 /13,1 =76,87

получаем j = 0.707

Проверка устойчивости колонны относительно материальной оси :


  • =N/(j *A )=1475,73 /( 0,707 *93 ) =22,44 кН / см 2 £ 24,5 кН / см 2

=1468,38 +(0.365 *10.07)2 =1475,73 кН


l у тр = Ö l х2 - l 12 ,


где l 1 - гибкость ветви на участке между планками относительно оси, параллельной свободной, предварительно принимаем равной 40.

l у тр = Ö 76,87 2 - 40 2 = 65,64

тр = l lg / l у тр = 1007 /65,64 =15,34 см


Расстояние между осями ветвей


b y = i тр / a y , где a y = 0.44

y = 15,34 / 0.44 = 34,86 принимаем b y = 35 см

Толщину планки принимаем равной 10 мм.

Размеры соединительных планок :

ширина планки d пл = 0.5 * b y =0.5 * 35 =17,5 см

длина планки b пл = 35-2*2=31см

Момент инерции составного сечения относительно свободной оси :

= 2 * ( J y + А а 2 ) ,


Где J y = 410 см 4 - момент инерции ветви относительно собственной оси,

А =46,5 см 2 - площадь сечения ветви Z =2.59 см.

а - расстояние между ц.т. ветви и колонны а =35 /2 = 17,5 cм = 2 * ( 410 + 46,5 * 17,5 2 ) = 29301,25 см 4

Радиус инерции составного сечения


i = Ö J / A = Ö 29301,25 / ( 2*46,5 ) = 17,75 см


Гибкости: l y = l lg / i yc = 1007 / 17,75 = 56,73


l lf = Ö l y2 - l 12 = Ö 56,73 2 - 402 = 40,23 значит j y = 0.893


Проверка устойчивости колонны относительно свободной оси :


s =N / (j y * A )=141475,73 / ( 0.893 * 93) = 17,76 кН / см 2 £ 24.5 кН / см 2


Устойчивость колонны обеспечена.



4.2 Расчет планок


Условная поперечная сила


Q fic = 7.15 * 10 - 6 *А *Е *b * ( 2330 * E / Ry -1)

b = j мин / j j мин = j x =0,707 j = j y =0,893


b =0,707 / 0,893 =0,792


b =s / ( j * Ry )

s = N / A =1475,73 / 93 =15,87 кН / см 2


b =15,87 / ( 0,893 *24,5 ) =0,7253fic =7.15 * 10 - 6*9 * 20600 *0,7253* ( 2330 * 24,5 / 20600 -1 ) = 17,6 кН

Изгибающий момент в прикреплении планки


М пл = Q fic * b пл / ( n *2 ) = 17.6 *31 / ( 2 *2 ) = 136,4кН cм


Поперечная сила в прикреплении планки

пл = Q fic * d пл / n / b =17,6*17,5 / 2 /31 = 4,97кН


Равнодействующее напряжение s w р = Ö s w2 + t w2 £ R wf g wf g c

Нормальные напряжения от изгиба шва


s w = 6 * М пл / k f / b f / d пл 2 = 6 * 136,4 / 0.4 / 0,7 / 17,5 2 = 9,54


Касательные напряжения от среза шва


t w = F / k f / b f / d пл = 4,97 / 0.4 / 0,7 / 17,5= 1,01 кН / см 2


Равнодействующие напряжения

s w р =Ö 9,542 + 1,01 2 = 9,49 £ 15,33 кН / см 2 - прочность сварных швов обеспечена


4.3 Расчет оголовка колонны


Рис. 7. Траверса оголовка сквозной колонны


Ширина опорного ребра оголовка b s = (18 +2*2 -1.2 ) /2 =10,4 см

Требуемая площадь опорных ребер


A s тр = F / R p , где F =2 * Q =2 *734,19 =1468,38 кН


A s тр = 1468,38 / 34 = 43,19 см 2

s = A / 2 / b s =43,19 / 2*10,4 =2,08=2,1 см


Длина опорного ребра оголовка


l s = F / 2 / t w / R s = 1468,38 / 2 / 1.2 / 14.21 = 43,06 см


Определим высоту катета швов прикрепления ребер к траверсе и траверсы к стенке


k f = F / (4 * l ef * b f * R w f *g w f * g c )

ef = 43,06 -1 =42,06 смf = 1468,38 / ( 4 *42,06 * 0.7 * 15.3 * 1 ) = 0,81 см = 10 мм

Высота траверсы h тр ³ F / ( 4 * t w * R s * g c ) = 1468,38/(4*1,2*14,21)=21,53=22 см

Толщина траверсы t s ³ F / ( 4 * h тр * R s * g c ) =1468,38/(4*22*14,21)=1,17=1,2 см

Ширина ребра 2 b s + t тр = 2*10,4+1,2=22см

Толщина ребра 2 b s Ö 24.5 / 2.06 x 10 4 = 2*104Ö 24.5 / 2.06 x 10 4 =7,07 принимаем толщину ребра равной 8 мм.


4.4 Расчет базы колонны


Базу колонны проектируем с траверсами для шарнирного закрепления колонны в плоскости поперечной рамы и шарнирного - в другой плоскости.

Требуемая площадь опорной плиты базы определяется по формуле :


А тр = N / R см б , где R см б = g * R пр ,

g =1,2 R пр =4,5 МПа для бетона B 7,5

см б = 1.2 * 4,5 = 0.54 кН / см 2

А тр = 1475,73 / 0.54 = 2732,83 см 2


B =2*C+2 *t m +b =2 *8 +2 *1,6 +33=52,2см, B =54 см

L=А тр/B =2732,83/54 =52,09 см, L =54 см

A = B * L = 2916 см 2

s ф= N / A = 1475,73 / 2916 = 0.51 кН / см 2

Рис. 8. База колонны


Изгибающий момент на консольном участке : M 1 = s ф * С 2 / 2 =20,2 кН см

Изгибающий момент на участке, опертом по трем сторонам :( a/b < 0.5 )


M 2 = s ф * a 2 / 2 =0.5 1* 6,91 2 / 2 = 12,18 кН см,


где a - длина кор.ст.отсека, а / b = 6,91/33 = 0,21

Изгибающий момент на участке, опертом по четырем сторонам М 3 = b * s ф* b 1 2 ,

Для выравнивания величин моментов, вводится дополнительное ребро, b 1 = 40,18 / 2 -2*2,59= 14,91см - длина короткой стороны отсека

а 1 = 33 см а 1 / b 1 = 2,21>2, значит b =0,125

М 3 = 0.125*0,51 * 14,91 2 = 14,17 кН см

Толщина опорной плиты t оп = Ö (6 * М / R y) . Для стали С 245 толщиной 20 - 40 ммy = 24.5 кН / см 2

t оп = Ö (6 * 20,2 / 24,5) = 2,2 см . Принимаем 28 мм.

Высота траверсы h тр ³ q тр* L / ( n * b f * k f * R w f *g w f * g c )


q тр = s ф * B / 2 =0,51 * 54 / 2 =13,77 кН / см


h тр ³ 13,77*54 / ( 4 * 0,7 * 1 * 15,3) =17,36 см принимаем 20 см

Проверяем нормальные напряжения в пролете


s = M тр / W тр £ R y * g c

M тр = q тр * h 2 / 8 - q тр * a 2 / 2 = 13,77 * 33 2 / 8 - 13,77* 6,91 2 / 2 = 1545,69 кН см

W тр = t тр * h тр2 /6 = 1,6 * 20 2 /6 = 106,67 см 3


s =1545,69 / 106,67 =14,49 кН / см 2 £ 24,5 кН / см 2

Толщина швов , прикрепляющих траверсы и ребра к опорной плите k f = 0.6 см


Список используемых источников


1.СНиП II-23-81*. Стальные конструкции. Нормы проектирования- М.:Стройиздат,1990.

2.СНиП 2.01.07-85. Нагрузки и воздействия.-М.:1988.

.Металлические конструкции. Общий курс: Учебник для вузов, под ред. Белении Е.И.-М.:Стройиздат,1986.

.Николаенко Е.А. Методические указания для студентов специальности 290300 «Промышленное и гражданское строительство» всех видов обучения и 550100 направления «Строительство» дисциплины «Металлические конструкции» по курсовому проекту на тему: «Расчет и конструирование балочной площадки». Раздел «Расчет сборного неразрезного ригеля». Улан-Удэ, 2001.

.Николаенко Е.А. Журнал оформления чертежей рабочей площадки к курсовой работе по дисциплине «Металлические конструкции» для студентов специальности 290300 «Промышленное и гражданское строительство» и направления 550100 «Строительство» всех видов обучения. Улан-Удэ, 2001.

.Мандриков А.П. Примеры расчёта металлических конструкций. - М. : Стройиздат, 1991 г.


Содержание Введение. .Исходные данные для курсового проектирования. .Технико-экономическое обоснование компоновки балочной клетки. .1 Выбор комп

Больше работ по теме:

КОНТАКТНЫЙ EMAIL: [email protected]

Скачать реферат © 2017 | Пользовательское соглашение

Скачать      Реферат

ПРОФЕССИОНАЛЬНАЯ ПОМОЩЬ СТУДЕНТАМ