МПС РФ ДВГУПС Кафедра Строительные конструкции КУРСОВАЯ РАБОТА Проектирование конструкции стальной балочной клетки рабочей площадки промышленного здания Выполнил Терентьева Ю.К. 94-ПГС-583 Проверил Тимохин А.В. Хабаровск 2001 СОДЕРЖАНИЕ 1. Исходные данные на проектирование стальной балочной клетки. 2. Расчет стальной балочной клетки. 1. Разработка вариантов стальной балочной клетки.
1. Вариант 1. Балочная клетка нормального типа. 2. Вариант 2. Балочная клетка усложненного типа. 2. Проектирование составной сварной главной балки. 1. Подбор сечения главной балки 2. Проверка прочности главной балки 3. Проверка прогиба главной балки. 4. Определение типа сопряжения вспомогательной и главной балок.
5. Изменение сечения главной балки. 6. Расчет поясных сварных швов. 7. Проверка на устойчивость сжатой полки. 8. Проверка устойчивости стенки балки. 9. Расчет опорного ребра жесткости главной балки. 10. Расчет болтового соединения 3. Проектирование колонны сплошного сечения 1. Расчетная длина колонны и сбор нагрузки 2. Подбор сечения колонны 2.3.3.
Проверка устойчивости полки и стенки колонны. 4. Расчет базы колонны. 5. Расчет оголовка колонны. Литература 1. Исходные данные на проектирование стальной балочной клетки Рабочие площадки служат для размещения производственного оборудования на определенной высоте в помещении цеха промышленного здания. В конструкцию площадки входят колонны, балки, настил и связи рис.
1. Система несущих балок стального покрытия называется балочной клеткой. Балочные клетки могут быть упрощенного, нормального или усложненного типа рис.2 Исходные данные – временная нагрузка – qН0 12 кНм2 – толщина настила площадки нормального типа – 12 мм – толщина настила площадки усложненного типа – 6 мм – пролет главной балки – 17,50 м – пролет вспомогательной балки – 7,00 м – габарит помещения под перекрытием – h 6,6 м – отметка верха настила ОВН – Н 8,4 м – тип сечения колонны – сплошная – сталь настила и прокатных балок – С235 – сталь главной балки и колонны – С2. Расчет стальной балочной клетки 1. Разработка вариантов стальной балочной клетки 1. Вариант 1. Балочная клетка нормального типа Расчет настила
Сбор нагрузки на 1 м2 настила. Таблица 1 Наименование нагрузкиНормативная нагрузка, кНм2fРасчетная нагрузка, кНм21Временная нагрузка – Р121,214,42Собственный все настила gН tН где удельный вес стали- g 7850 9,81 10-3 0,9241,050,97Итого q g Р qn 12,924q 15,37 Средняя величина коэффициента надежности по нагрузке Примем расчетную схему настила рис.4 Сварные швы крепления настила к балкам не дают возможности его опорам сближаться при изгибе. Поэтому в настиле возникают растягивающие цепные усилия
Н. Изгиб настила происходит по цилиндрической поверхности. Цилиндрический модуль упругости стали определяется по формуле В расчете определим наибольший пролет полосы настила единичной ширины при заданной толщине листа tН 0,012 м и предельном прогибе После подстановки величин qn и tН в формулу, получаем Принимаем L 1,944 м, т.е. пролет LН укладывается 9 раз по длине главной балки.
Предельный прогиб для заданного пролета . Вычисляем наибольший пролет Lmax 2,12 м. По расчету принимаем LН 1,944 м. Разбивка главной балки показана на рис.5 Проверка прогиба настила. Вычислим балочный прогиб, т.е. прогиб от поперечной нагрузки в середине полосы шириной b 1 м, имеющий цилиндрическую жесткость Е1J, без учета растягивающей силы Н Прогиб настила с учетом растягивающей силы Н , коэффициент найдем по формулам.
Прогиб настила Относительный прогиб Предельный прогиб – проверка удовлетворяется Проверка прочности настила Изгибающий момент с учетом приварки настила на опорах Растягивающая сила Проверка прочности полосы настила шириной b 1 м где Wt2Н6 0,01226 2,410-5 м3 СR 1,1230 253 МПа, где R230 МПа – расчетное сопротивление проката по табл. 51 СНиП II-23-81 СR – условие выполняется. Расчет сварного шва крепления настила к балке. 1. Расчет по металлу шва – коэффициент глубины провара шва f 0,7 табл. 34 СНиП II-23-81 – коэффициент условия работы шва wf 1 по п.11.2 СНиП II-23-81 В соответствии с табл. 55 СНиП II-23-81 принимаем электроды типа Э42. Расчетное сопротивление металла шва R wf 180 МПа. f wf
R wf 0,7 1 180 126 МПа 2. Расчет по металлу границы сплавления коэффициент глубины провара шва z 1,0 табл.34 СНиП II-23-81 – коэффициент условия работы шва wz 1 п.11.2 СНиП II-23-81 Расчетное сопротивление по металлу границы сплавления R wz 0,45 Run 0,45 360 162 МПа по табл. 3 СНиП II-23-81, где Run – нормативное сопротивление фасонного проката. z wz
R wz 11162 162 МПа Минимальная из величин при расчетах по металлу шва и по металлу границы сплавления w R wmin 126 МПа Требуемый катет шва Принимаем Кf Кfmin 5 мм Расчет балки настила Балку рассчитываем как свободно опертую, загруженную равномерной нагрузкой. Пролет равен шагу главных балок 7 м. Погонную нагрузку собираем с полосы шириной, равной пролету настила LН 1,944 м. а нормативная нагрузка qHб qn LH gHб qn
LH 0,02 qn LH 12,924 1,944 0,02 12,924 1,944 25,63 кНм, где в первом приближении вес балки принимаем равным 2 от нагрузки. б расчетная нагрузка qб q LH gHбf 15,37 1,944 0,502 1,05 30,41 кНм Изгибающий момент от расчетной нагрузки Требуемый момент сопротивления , где с1 1,1 – коэффициент, учитывающий развитие пластических деформаций в первом приближении. Требуемый момент инерции по предельному прогибу при
Lбн 7 м n0 202,78 Принимаем двутавр 40Б1 ГОСТ 26020-83 Jх 15 750 см4, Wх 803,6 см3, А 61,25 см2, bf 165 мм, tf 10,5 мм, tw 7,0 мм, h 39,2 см, масса mбн 48,1 кгм Уточним коэффициент с1 площадь сечения стенки Аw tw h- 2tf 0,739,2 – 2 1,05 25,97 см2 площадь сечения полки Аf A – Aw 0,5 61,25 – 25,97 0,5 17,64 см2 По табл. 66 СНиП II-23-81 коэффициент с 1,091. Принимаем с1 с. Уточним собственный вес балки и всю нагрузку а нормативная qHб qn LH mбн g 12,924 1,944 48,1 9,81 10-3 25,60 кНм б расчетная qб q LH mбн gf 15,37 1,944 48,1 9,81 10-3 1,05 30,37 кНм Максимальный изгибающий момент Проверка нормальных напряжений
Условие прочности удовлетворяется с недонапряжением 253-212,17100 253 16,1 . Расчетная перерезывающая сила на опоре Qmax qб L2 30,37 7 0,5 106,3 кН Проверка касательных напряжений на опоре , где hw h – 2tf 39,2 – 2 1,05 37,1 см 40,51 МПа RS S 0,58 230 1,1 146,7 МПа Условие прочности выполняется с большим запасом
Проверка прогиба балки -проверка выполняется Высота покрытия по главным балкам определяется как высота балки настила плюс толщина настила h П hбн tн 392 12 404 мм Расход стали на настил и балки настила m1 tн mбLн 7850 0,012 48,11,944 118,94 кгм2. 2.1.2. Вариант 2. Балочная клетка усложненного типа Расчет настила Сбор нагрузки на 1 м2 настила Таблица 2 Наименование нагрузкиНормативная нагрузка, кНм2fРасчетная нагрузка,
кНм21Временная нагрузка – Р121,214,42Собственный все настила gН tН 77 0,006 0,4621,050,485Итого q g Р qn 12,462q 14,885 Средний коэффициент Наибольший прогиб настила в зависимости от n0 Принимаем пролет настила 0,875 м. Пролет укладывается по длине вспомогательной балки 8 раз. n0 120. Проверка прогиба. Балочный прогиб Прогиб настила – проверка проходит. Схема разбивки вспомогательной балки на панели 8 0,875 м.
Пролет балки настила принимаем 2,5 м. Схема разбивки главной балки на панели 1,25 м 6 2,5 м 1,25 м рис.6 Проверка прогиба настила. Балочный прогиб Коэффициенты , Прогиб настила проверка жесткости настила удовлетворяется Проверка прочности настила. Изгибающий момент Растягивающие усилия Момент сопротивления настила Проверка нормальных напряжений R с 1,1 230 253 МПа СR – условие выполняется. Расчет балки настила Погонная нагрузка на балку настила а нормативная от временной нагрузки, веса настила и балки настила qHб qn LH gHб qn LH 0,02 qn LH 12,462 0,875 0,02 12,462 0,875 11,12 кНм б расчетная qб q LH gHбf 14,885 0,875 1,05 0,218 13,25 кНм Изгибающий момент от расчетной нагрузки Требуемый момент сопротивления при с1 1,1 в первом приближении
Требуемый по предельному прогибу момент инерции , где при 2,5 м n0 142,5 По сортаменту подберем двутавр 10 ГОСТ 26020-83 Jх198 см4, Wх39,7 см4, А12 см2, mбн 9,5 кгм, tw 4,5 мм, t f 7,2 мм, h 100 мм. Уточним коэффициент с1с по табл. 66 СНиП II-23-81 Аw tw h- 2tf 4,5100 – 2 7,2 385,2 мм2 Аf A – Aw 0,5 12,0 –
3,85 0,5 4,08 см2 с 1,07 Уточним нагрузку а нормативную qHб qn LH mбн g 12,462 0,875 9,5 10-39,81 11 кНм б расчетную qб q LH mбн gf 14,885 0,875 0,093 1,05 13,12 кНм Максимальный изгибающий момент Проверка нормальных напряжений R с 1,1 230 253 МПа СR – условие прочности выполняется с недонапряжением 3,7.
Перерезывающая сила на опоре Qmax qб L 0,5 13,12 2,5 0,5 16,4 кН Проверка касательных напряжений. RS с 0,58 1,1 230 146,7 МПа 42,58 МПа – проверка удовлетворяется Проверка прогиба условие выполняется. Расчет вспомогательной балки Агр Lбн Lн 2,188 м2 Сбор нагрузки на вспомогательную балку Таблица 3 Наименование нагрузкиНормативная нагрузка, кНм2fРасчетная нагрузка, кНм21Временная нагрузка
Р РnLбн 12 Агр 12 2,18826,2561,231,5072Вес настила gнLбнLн 0,462 2,1881,0111,051,0623Вес балки настила mбн gLбн 9,59,8110-32,50,2331,050,2454Вес вспомогательной балки mв gLн 15,90,8759,8110-3 принимаем вес двутавра 160,1361,050,143Итого GР27,63632,957 Средняя величина коэффициента . Изгибающий момент от расчетной нагрузки при семи грузах в пролете Мmax 3GР 3,063 – 50,875GР 3,532,9573,063 – 5 0,875 32,957 209,13 кНм Требуемый момент сопротивления при с1 1,1 в первом приближении Требуемый момент инерции по предельному прогибу при пролете Lв 7 м По сортаменту принимаем двутавр 40Б1 ГОСТ 26020-83 Jх 15 750 см4, Wх 803,6 см3, А 61,25 см2, b 165 мм, h 39,2 см, tf 10,5 мм, tw 7,0 мм, m 48,1 кгм. Уточним коэффициент с Аw twh – 2tf 0,739,2 – 21,05 25,97 см2
Аf 0,5А – Аw 0,561,25 – 25,97 17,655 см2 с с1 1,102 Уточним нагрузку на балку. Вес вспомогательной балки а нормативный mв gLн 48,19,8110-30,875 0,413 кН б расчетный mв gLнf 0,413 1,05 0,434 кН Полная нагрузка GР с учетом данных табл.3 а нормативная 27,193 кНм б расчетная 33,248 кНм Средняя величина коэффициента f 33,24827,193 1,191
Изгибающий момент от расчетной нагрузки Мmax 3,5 33,765 3,063 – 5 0,875 33,248 216,52 кН Проверка прочности R с 1,1 230 253 МПа – недонапряжение на 3,4 Проверка касательных напряжений с учетом ослабления сечения на опоре выполняется при расчете стыка с главной балкой. Проверка прогиба балки – проверка проходит Проверка общей устойчивости балки Сжатый пояс в направлении из плоскости изгиба балки раскрепляется
балками настила, расстояние между которыми равно lef Lн 0,875 м Наибольшее значение отношения lef к ширине сжатого пояса bf, при котором требуется проверка общей устойчивости, определяется по формуле – расчет на общую устойчивость балки не требуется Высота покрытия по главным балкам hп tн hбн hв 6 100 392 498 мм Расход стали на настил, балки настила и вспомогательные балки на 1 м2 балочной клетки m1I tн mбLн mвLбн 7850 0,006 9,50,875 48,12,5 77,2
кгм2. 2.1.3. Сравнение вариантов балочной клетки. Расход стали на 1 м2 площади балочной клетки покрытия по главным балкам – по первому варианту – m1 118,94 кгм2 – по второму варианту – m1I 77,2 кгм2 Вывод по расходу стали более экономичен второй вариант. Поэтому к дальнейшему проектированию принимаем второй вариант усложненной балочной клетки. Тип сопряжение вспомогательной и главной балок определится после расчета высоты главной балки. 2.2. Проектирование составной сварной главной балки. Разрезная балка загружена сосредоточенными нагрузками. Нагрузки на балку передаются в местах опирания на нее вспомогательных балок. Сосредоточенные силы подсчитываются по грузовой площади Агр Lв Lбн 7 2,5 17,5 м2 Сбор нагрузки на главную балку
Таблица 5 Наименование нагрузкиНормативная нагрузка, кНм2fРасчетная нагрузка, кНм2 1Временная нагрузка Р Рн Агр 12 17,5210,01,22522Собственный вес настила и балок Gбн mgAгр77,29,8110-3 17,513,251,0513,913Собственный вес главной балки 3 от временной нагрузки Gтр0,022106,31,056,615Итого GР229,55272,525Коэффициент 2.2.1. Подбор сечения главной балки Сечение составной сварной балки состоит из трех листов вертикального –
стенки и двух горизонтальных – полок рис. 9. Расчетный изгибающий момент Мmax 9GPLбн – 4,5GPLбн 4,5GPLбн 4,5272,5252,5 3065,91 кНм Для принятой толщины листов полок tf 20 мм расчетное сопротивление стали С375 равно Rу 345 МПа. Коэффициент условия работы с 1. В первом приближении с1 1,1. Требуемый момент сопротивления
Высоту сечения балки h предварительно определим по соотношению между hоптW, hопт,f и hmin, где hоптW – оптимальная высота сечения из условия прочности hопт,f – оптимальная высота сечения из условия жесткости hmin – оптимальная высота сечения из условия минимальной жесткости, при обеспечении прочности. 1 оптимальная высота балки из условия прочности , где – отношения высоты балки к толщине стенки в пределах kW 125140. Принимаем kW 130. 2 оптимальная высота балки из условия жесткости , где , n0 231,94 – для
пролета L 17,5 м 3 высота балки из условия минимальной жесткости при обеспечении прочности Выбор высоты балки Т.к. hmin hоптW hопт,f , принимаем h hоптW Высота главной балки должна соответствовать наибольшей строительной высоте перекрытия согласно заданию h hc max – tн, где tн – толщина настила. Наибольшая строительная высота перекрытия определяется разностью отметок верха настила и габарита помещения под перекрытием hc max 8,4 – 6,6 1,8 м Т.к. h 1199 см hc max – tн 1800 – 6 1794 мм -оставляем выбранную высоту h 1199 см. Принимаем толстолистовую сталь шириной 1250 мм. С учетом обрезки кромок с двух сторон по 5 мм hW 1250 -10 1240 мм. По коэффициенту kW 130 определяем толщину стенки tW hW kW 1240130 9, 5 мм. Принимаем tW 10 мм. Толщину полок назначим равной tf 18 3 tW 30 мм. Полная высота балки h hW 2 tf 1240 218 1276 мм Момент инерции стенки
Требуемый момент инерции полок Jтр Jтр max – JW, где Jтр max определим по двум значениям из условий а прочности Jтр 0,5Wтр h 0,58848,2127,6 564512,2 см4 б жесткости Jтр 530132 см4 Jтр 564515,2 – 158885 405630,2 см4 Требуемая площадь сечения полки Толщина стенки из условия обеспечения ее местной устойчивости
В расчете было принято 1,8 см, что больше tf 1,42 см. Ширину полки назначаем из условия или bf 427 256 мм. Принимаем bf 360 мм, что соответствует ширине листа универсальной стали по сортаменту. Уточним собственный вес балки по принятым размерам. Площадь поперечного сечения А 2Аf АW 2 1,8 36 1,0124 253,6 см2
Вес погонного метра балки gг S А 77 0,025361,03 2,01 кНм, где S 77 кНм – удельный вес стали 1,03 – конструктивный коэффициент, учитывающий вес ребер жесткости и сварных швов. Вес главной балки на участке между вспомогательными балками Gг gг Lбн 2,01 2,5 5,025 кН Уточним нагрузки на балку, полученные в табл.5. Нормативная Рn Gn 210,0 13,25 5,025 228,275 кН Расчетная
Р G 252 13,9 5,33 271,23 кН Уточним усилия. Изгибающие моменты от нормативных и расчетных нагрузок Мn max 4,5Gn Pn Lбн 4,5228,2752,5 2568,09 кНм Мmax 4,5GPLбн 4,5271,232,5 3051,4 кНм Перерезывающая сила на опоре Qmax 3GP 3271,23 813,69 кН Геометрические характеристики сечения балки Момент инерции Момент сопротивления Найдем отношение площадей полки и стенки Найдем коэффициент с 1,118. Т.к. в балке имеется зона чистого изгиба, принимаем с1 с1m 0,51с 1,059 2.2.2. Проверка прочности главной балки 1 Нормальные напряжения R с 379,5 МПа Недонапряжение не должно превышать 5 379,5-357,6100 379,5 5,1 2 Касательные напряжения проверяются в месте крепления опорного ребра без учета работы на срез полок RS с 0,583451200,1 МПа – проверка удовлетворяется 2.2.3.
Проверка прогиба главной балки условие жесткости балки удовлетворяется. 2.2.4. Определение типа сопряжения вспомогательной и главной балок. Суммарная высота элементов перекрытия настила, балки настила, вспомогательной и главной балок h tН hбн hв hг 6 100 392 1276 1774 мм Ранее была найдена наибольшая строительная высота перекрытия hc,max 1,8 м. Принимаем пониженное сопряжение вспомогательной и главной балок.
2.2.5. Изменение сечения главной балки. С целью экономии материала уменьшаем сечение приопорного участка балки за счет уменьшения ширины поясов на участке балки от опоры до сечения, расположенного на расстоянии равном 16 пролета балки 17,56 2,92 м. Ширина пояса балки bf должна соответствовать ширине листа универсальной стали по сортаменту и быть не менее bf 180мм, bf 0,1h bf 0,5 bf , т.е 0,1h127,6 мм 0,5 bf 0,5360 180 мм. По сортаменту принимаем bf 200 мм. Геометрические характеристики сечения балки на приопорных участках
– площадь сечения А 2Аf АW 2201,81,0124 196 см2 – момент инерции – момент сопротивления – статический момент полки относительно оси Х-Х SХ tf bf0,5hW 0,5tf 1,8 20 0,51241,8 2264,4 см3 – статический момент полусечения относительно оси Х-Х SХ Sf 0,125 tW h2W 2264,40.12512421 4186,4 см3 Расчетные усилия в месте изменения сечения. Изгибающий момент М Rа 2,92 – GР2,92-1,253GР 2,92-1,67GР 7,09 GР 7,09 271 1923,0 кН Перерезывающая сила Q Qmax – GP 813,69 – 271,23 542,46 кН Проверка напряжений а в месте изменения сечения – максимальные нормальные напряжения – касательные напряжения в стенке под полкой RSc 0,58 315 1 182,7 МПа – приведенные напряжения под полкой 1,15 R c 1,15 345 396,75 МПа red 1,15 R c 2.2.6. Расчет поясных сварных швов. Полки составных сварных балок соединяют со стенкой на заводе автоматической сваркой.
Сдвигающая сила на единицу длины , Для стали С375 по табл. 55 СНиП II-23-81 принимаем сварочную проволоку Св-10НМА для выполнения сварки под флюсом АН-348-А. Определим требуемую высоту катета Кf поясного шва в лодочку. 1. Расчет по металлу шва. Коэффициент глубины провара шва f 1,1 СНиП II-23-81, табл.34 Коэффициент условия работы wf 1
СНиП II-23-81, пп. 11.2 Расчетное сопротивление металла R wf 240 МПа f wf R wf 1,1 1240 264 МПа 2. Расчет по металлу границы сплавления. Коэффициент глубины провара шва z 1,15 СНиП II-23-81, табл.34 Коэффициент условия работы wz 1 СНиП II-23-81, пп. 11.2 Расчетное сопротивление металла R wz 0,45 R un 0,45 490 220,5
МПа z wz R wz 1,1 1220,5 253,6 МПа Сравнивания полученные величины, находим w R wmin 253,6 МПа Высота катета поясного шва должна быть не менее kf 0,8 мм По толщине наиболее толстого из свариваемых элементов tf 18 мм по табл. 38 СНиП II-23-81, принимаем kf 7 мм. 2.2.7. Проверка на устойчивость сжатой полки. Устойчивость полки будет обеспечена, если отношение свеса полки bef к ее толщине tf не превышает предельного
значения , где расчетная ширина свеса полки bef равна Т.к. 9,72 12,8, устойчивость поясного листа обеспечена. 2.2.8. Проверка устойчивости стенки балки. Для обеспечения устойчивости стенки вдоль пролета балки к стенке привариваются поперечные двусторонние ребра жесткости. Расстояние между поперечными ребрами при условной гибкости стенки , не должно превышать 2hw . Условная гибкость стенки определяется по формуле . При w 3,5 необходима проверка устойчивости стенки с установкой ребер жесткости с шагом не более 2hw 2124 248 см. Т.к. сопряжение балок выполняется в пониженном уровне, установку поперечных ребер предусматриваем с шагом 2,0 м. Ширина ребер должна быть не менее Принимаем bh 100 мм. Толщина ребра Принимаем tS 8 мм. Проверка устойчивости стенки балки во втором отсеке в месте изменения
сечения. Критические нормальные напряжения По табл. 21, 22 СНиП II-23-81 определяем при и , сcr 35,5 Критические касательные напряжения Нормальные и касательные напряжения в верхней фибре стенки а нормальные х,а 268,67 МПа б касательные Qtwhw 542, 46 10-30,011,24 43,75 МПа. Проверка устойчивости стенки . Проверка устойчивости стенки балки в первом отсеке на расстоянии 125
см от опоры. Изгибающий момент М RA 1,25 817,58 кНм. Нормальные и касательные напряжения Проверка устойчивости стенки Проверка устойчивости удовлетворяется. 2.2.9. Расчет опорного ребра жесткости главной балки. Принимаем сопряжение балки с колонной шарнирным, с опиранием на колонну сверху. Опорное ребро жесткости крепится сварными швами к стенке балки.
Нижний торец опорного ребра балки остроган для непосредственной передачи давления на колонну. Толщина опорного ребра определяется из расчета на смятие его торца , где N RA 817,58 кН опорная реакция RP Runm 4901,025 478 МПа расчетное сопротивление стали смятию торцевой поверхности b bf 20 см ширина опорного ребра. Принимаем толщину опорного ребра t 10 мм, а опорный выступ а 14 мм 1,5t 1,510 15 мм.
Проверка ребра на устойчивость. Площадь расчетного сечения ребра , где . Радиус инерции сечения ребра Гибкость ребра . Условная гибкость . Коэффициент продольного изгиба при Х 1,136 . Проверка опорного ребра на устойчивость Расчет катета сварных швов крепления ребра к стенке балки По толщине более толстого из свариваемых элементов принимаем катет шва Kf 5 мм. 2.2.10. Расчет болтового соединения Сопряжение вспомогательной балки с главной выполняется поэтажно. При пяти грузах в пролете опорная реакция вспомогательной балки равна RA 3,5 GP 3,533,248 116,4 кН Принимаем болты нормальной точности класс В, класс по прочности 4,6, диаметром 20 мм. Расчетное сопротивление срезу болтов для принятого класса прочности Rbs 150 Мпа. Расчетные усилия, которые может выдержать один болт а на срез
Nbs RbsbAns, где Rbs 150 МПа, b 0,9 коэффициент условия работы, ns 1 число срезов болта. А d24 3,1422,024 3,14 см2 расчетная площадь сечения болта Nbs 150 103 0,9 3,14 10-4 42,39 кН. б на смятие Nb Rbр b d tmin, где b 0,9 Rbр 690 МПа расчетное сопротивление на смятие для стали при RUM 490 МПа tmin 10 мм толщина стенки балки и ребра.
Nb 690 103 0,9 20 10-3 10 10-3 124,2 кН. Сравнивая результаты, принимаем меньшее Nbs,min 42,39 кН. Требуемое количество болтов в соединении Принимаем 3 болта диаметром 20 мм, диаметр отверстия D22 мм. Проверка касательных напряжений в стенке вспомогательной балки с учетом ослабления отверстиями диаметром 22 мм под болты, а также с учетом ослабления сечения балки из-за вырезки полки в стыке, выполняется
по формуле где Qmax RA 93,68 кН hW h 2tf 39,2 – 21,05 37,1 bb-d 146146 22 1,18 коэффициент ослабления сечения Проверка удовлетворяется. Расход стали на перекрытие 2.3. Проектирование колонны сплошного сечения 2.3.1. Расчетная длина колонны и сбор нагрузки НГБ ОВН – hстр НГБ 8,4 1,774 6,626 м Заглубление фундамента hф 0,7 м. Геометрическая длина колонны L НГБ hф 7,326 м. При опирании балок на колонну сверху, колонна рассматривается
как шарнирно закрепленная в верхнем конце. Соединение с фундаментом легких колонн в расчете также принимается шарнирным. Поэтому длина колонны определяется при 1 Lef L 1 7,326 7,326 м. Грузовая площадь Агр LГ LВ 17,5 7 122,5 м2. Сбор нагрузки на колонну Таблица 6 Наименование нагрузкиНормативная нагрузка, кНfРасчетная нагрузка, кН1Временная нагрузка Р р Агр 12 122,514701,217642Собственный вес настила и балок G mngAгр 151,1 10-39,81 122,5 181,581,05190,66Итого GP1651,581954,66 2.3.2. Подбор сечения колонны Выполним расчет относительно оси Y, пересекающей полки. Гибкость колонны у 89,3. Находим у 0,50. Требуемая площадь сечения колонны Атр 115,2 см2. Требуемые радиус инерции и ширина полки Ширина полки находится из соотношения iY 0,24bf . bf 36 см принимаем ширину полки, в соответствии с
сортаментом прокатной стали. Высоту стенки hW назначаем так, чтобы удовлетворялось условие h bf, hW 360 мм. Назначив толщину tW 1,2 см, получим площадь сечения стенки АW 43,2 см2. Свес полки bef 0,5bf tW 0,5360-12 17,4 см. Предельное значение bef 17,5 см находится из условия возможности применения автоматической или полуавтоматической сварки. Т.к. величина свеса полки меньше предельной, условие технологичности сварки выполняется.
Геометрические характеристики сечения. Площадь сечения А 0,5 Атр АW 115,2 см2. Момент инерции Радиус инерции Гибкость Приведенная гибкость Коэффициент продольного изгиба Включаем в нагрузку вес колонны Gк АLf 77 115,2 10-47,3261,11,05 7,5 кН Полная расчетная нагрузка Gp 1962,5 кН Проверка колонны на устойчивость.
Недонапряжение составляет 1,2. Проверка предельной гибкости. U180 – 60 180 60 0,987 120,78 где Т.к. Y 89,3 U 120,78, проверка гибкости проходит. 2.3.3. Проверка устойчивости полки и стенки колонны. Отношение свеса полки к ее толщине Наибольшее отношение при условии выполнения устойчивости полки равно 17,72. Т.к устойчивость полок обеспечивается. Проверим устойчивость стенки по условию .
UW 1,20,35 1,20,35 3,65 2,5 Принимаем 2,3. 30 56,2 устойчивость стенки колонны обеспечена. Т.к то поперечные ребра жесткости по расчету устанавливать не требуется. По конструктивным соображениям принимаем на отправочном элементе два парных ребра. Назначим размеры парных ребер ширина bP hW30 40 мм 3630 40 41,2. Принимаем bP 50 мм. Толщина tP bP12 5012 4,2 мм. Принимаем tP 6 мм. В центрально-сжатых колоннах сплошного сечения сдвигающие усилия между стенкой и полкой незначительны. Поэтому сварные швы, соединяющие полки со стенкой, назначаем конструктивно толщиной катета kf 6 мм. 2.3.4. Расчет базы колонны. База колонны, состоящая из опорной плиты и траверс, крепится к фундаменту анкерными болтами. Размеры плиты базы. Ширину плиты назначаем по конструктивным соображениям Впл bf 2t 2c 360 2 10 2 50 480 мм Длина плиты минимальная по конструктивным соображениям
Lпл min h 2c 380 2 50 480 мм. Учитывая стандартные размеры листов, назначаем Lпл 480 мм. Проверим достаточность размеров плиты в плане расчетом из условия смятия бетона под плитой. Класс бетона фундамента В12,5. Расчетное сопротивление бетона смятию при коэффициенте условия работы в 1,2 Rв,loc вRвв1 1,2 7,5 0,9 8,1 МПа Требуемая длина плиты по расчету Принимаем по сортаменту универсальной стали Lпл 530 мм.
Получаем размеры плиты базы в плане Lпл Впл 530 480 мм с площадью Апл 0,25 м2. Назначаем размеры верхнего обреза фундамента Вф Впл 20 см 48 20 68 см Lф Lпл 20 см 53 20 73 см Площадь Аф 0,50 м2 Уточним коэффициент Уточним сопротивление бетона смятию Rв,loc 1,26 7,5 0,9 8,51 Мпа Проверим бетон на смятие под плитой базы – проверка удовлетворяется
Расчет толщины плиты базы. Выделим три участка плиты с характерными схемами закрепления. Изгибающие моменты в плите на участках на I участке М1 Р в2 в 50 мм 0,5 Р 7,85 Мпа М1 0,5 7,85 103 0,052 9,81 кНм на II участке Отношение сторон ав 0,0750,36 0,208 Т.к. отношение сторон меньше 0,5, выполняем расчет как для консоли М2 0,5 7,85 103 0,0752 22,08 кНм на III участке
Отношение сторон 2,07, отсюда 0,125 М3 0,125 7,85 103 0,1742 2,971 кН По наибольшему моменту на участке Мmax 29,71 кН. Определим требуемую толщину плиты , где С 1,0 По сортаменту принимаем плиту толщиной 25 мм. Расчет траверсы. Нагрузка со стержня колонны передается на траверсы через сварные швы, длина которых и определяет высоту траверсы. При четырех швах с высотой катета kf 10 мм Прочность по металлу шва fWfRWf 0,7 1 240 168 МПа СНиП, табл. 51. В соответствии с требованиями СНиП, расчетная длина флангового шва должна быть не более 85fkf 85 0,7 0,01 0,6 м, в расчете lW 0,30 м. По сортаменту универсальной стали принимаем hтр 400 мм. Расчет катета сварного шва крепления траверсы к плите. При вычислении суммарной длины швов учитывается непровар по 1 см на каждый шов. lW 22Lпл h –
23 2256 38 6 142 см. Требуемый по расчету катет В соответствии с табл. 38 СНиП при толщине плиты 25 мм минимальный катет шва равен kf min 7 мм. Приварку торца стержня колонны к опорной плите базы выполняем конструктивными швами kf 9 мм. Крепление базы к фундаменту. При шарнирном сопряжении колонны с фундаментом необходимы анкерные болты для фиксации проектного положения колонны и закрепления ее в процессе монтажа.
Принимаем два анкерных болта диаметром d 20 мм. Болты устанавливаются в плоскости главных балок с креплением к плите базы, что обеспечивает за счет гибкости плиты шарнирное сопряжение колонны с фундаментом. 2.3.5. Расчет оголовка колонны. Оголовок колонны состоит из опорной плиты и подкрепляющих ребер. Опорная плита передает давление от двух главных балок на ребра оголовка и фиксирует проектное положение балок при помощи монтажных болтов. Определяем размеры ребер, задавшись толщиной плиты tпл 20 мм.
Требуемая толщина парных ребер из условия работы на смятие где N удвоенная опорная реакция главной балки RPRUNm 4901,025 478 МПа расчетное сопротивление смятию торцевой поверхности. Bоп 0,20 м ширина опорного ребра балки. Принимаем толщину ребра tZ 16 мм. Ширина ребра должна быть не менее bh 0,5 bоп tпл 0,5tW 0,50,2 20 0,512 114 мм.
Принимаем ширину парных ребер bh 160 мм вверху и 130 мм внизу. Высота вертикальных ребер определяется из условия размещения фланговых швов длиной не менее Здесь катет шва не может быть более kf 1,2tW 1,2 12 14,4 мм. Длина сварного шва не должна быть более lW max 85f kf 85 0,7 0,9 10-2 0,54 м. Принимаем kf 0,9 см и высоту ребра 0,5 м. Т.к. Стенка колонны тоньше примыкающих ребер tW 12 мм tr 16 мм, стенку проверяем на срез Вывод стенка колонны толщиной 12 мм на срез проходит. Торец колонны фрезеруется, и поэтому толщина швов, соединяющих опорную плиту со стержнем колонны и ребрами, назначается конструктивно, равной kf 8 мм. С целью укрепления стенки колонны и вертикальных ребер от возможной потери устойчивости снизу вертикальные ребра обрамляются горизонтальными ребрами толщиной tP 8 мм.
ЛИТЕРАТУРА 1. СниП II-23-81.Стальные конструкцииГосстрой России. М.ЦИТП Госстроя России, 1998 96 с. 2. Металлические конструкции. Общий курс Учебник для вузовПод общ. ред. Е.И. Беленя. М. Стройиздат, 1985 560 с. 3. Мандриков А.П. Примеры расчета металлических конструкций Учебное пособие для техникумов, 1991 431 с. 4. Танаев
В.А. Проектирование стальной балочной клетки. Учебное пособие для курсового и дипломного проектирования. Хабаровск, 2000 71 с.