Подякувати Студентському архіву довільною сумою
Admin
26.02.2023 12:38
Дякуємо, що користуєтесь нашим архівом!
Інформація про навчальний заклад
ВУЗ:
Національний університет Львівська політехніка
Інститут:
Інститут будівництва та інженерії довкілля
Факультет:
Не вказано
Кафедра:
Не вказано
Інформація про роботу
Рік:
2006
Тип роботи:
Пояснювальна записка до курсового проекту
Предмет:
Будівельні конструкції
Група:
ПЦБ – 42
Частина тексту файла (без зображень, графіків і формул):
Міністерство освіти і науки України
Національний університет „Львівська політехніка”
Інститут будівництва та інженерії довкілля
Кафедра будівельних
конструкцій та мостів
Пояснювальна записка
до курсового проекту з курсу металевих конструкцій
на тему: Розрахунок і конструювання основних несучих металевих конструкцій і балочної клітки робочої площадки (тип перший – робоча площадка у виробничому будинку).
Львів – 2006
1. Вибір схеми балочної клітки з металевим настилом.
Вихідні дані:
Крок колон а) в поздовжньому напрямі А = 16 м
б) в поперечному напрямі В = 5 м
Розміри майданчика в плані 3Ах4В.
Кількість ярусів - 1
Позначка верху настилу – 18 м
Корисне тимчасове нормативне рівномірно розподілене навантаження
pn = 13 кН /м2 = 13КПа.
Коефіцієнт надійності для тимчасового навантаження γf = 1,2.
Настил – сталевий плоский настил.
Матеріал конструкцій: настил - сталевий, балки настилу та другорядні балки - прокатні двотаври із сталі ВСт3пс6-1,головна балка та колона – сталь марки 18Гпс.
Раціональну схему балочної клітки визначаємо техніко-економічним порівнянням двох варіантів (нормальний та ускладнений).
Розрахунок варіанту 1 (нормальний тип клітки)
Обравши крок балок настилу а=1,0 м, приймаємо схему балочної клітки. Залежно від нормативного навантаження на 1м2 листа qn=(Рn+qлиста+ qn.)=(13+0,785+0,72)=14,51кН/м2 і прольоту настилу Lн=1,0 м з графіка методичних вказівок «Расчет и проектирование металлических конструкций балочной клетки» знаходимо необхідну товщину настилу tн =10 мм.
Навантаження на один метр балки настилу:
Нормативне:
- задане корисне навантаження, - навантаження від асфальтової підлоги,
- навантаження від сталевого настилу.
Розрахункове навантаження:
,
де - коефіцієнти надійності за навантаженням для тимчасового корисного та постійного навантажень від маси асфальту та сталевого настилу.
Максимальний момент:
Максимальна поперечна сила:
Потрібний момент опору перерізу:
Приймаємо І №22 з характеристиками:
, , , .
Нормативне навантаження на балку з врахуванням власної її маси:
Розрахункове:
Розрахункові зусилля: ;
- міцність забезпечена.
Жорсткість балки достатня.
Розрахунок варіанта 2 (ускладнений тип клітки)
Крок балок настилу приймаємо а =1 м. Товщину настилу tн=10 мм. Крок допоміжних балок приймаємо 4 м. Таким чином, проліт балок настилу Lн=4 м, а допоміжних балок L1=5 м.
Підберемо переріз балок настилу.
Навантаження на 1м.п. балок настилу:
Нормативне:
- задане корисне навантаження, - навантаження від асфальтової підлоги,
- навантаження від сталевого настилу.
Розрахункове навантаження:
,
де - коефіцієнти надійності за навантаженням для тимчасового корисного та постійного навантажень від маси асфальту та сталевого настилу.
Максимальний момент згину:
Максимальна поперечна сила:
Потрібний момент опору перерізу:
Приймаємо І №18 з характеристиками:
, , , .
Нормативне навантаження на балку з врахуванням власної її маси:
Розрахункове:
Розрахунковий момент:
- міцність забезпечена.
Загальна стійкість балки забезпечена суцільним приваренням настилу і перевіряти її не треба.
Прогин посередині прольоту балки
Жорсткість балки достатня.
Отже, підібраний переріз відповідає вимогам міцності, стійкості та жорсткості.
Підберемо переріз допоміжних балок.
Навантаження на допоміжні балки передаються як зосереджені сили в місцях опирання балок настилу. Якщо кількість балок настилу 4 і більше, дозволяється вважати навантаження рівномірно розподіленим. В нашому випадку на допоміжну балку опирається 4 балки і тому приймаємо розрахункову схему, показану на рисунку.
Навантаження на 1м.п. другорядної балки:
Нормативне:
Розрахункове навантаження:
Максимальний момент згину:
Потрібний момент опору перерізу:
Приймаємо І №40 з характеристиками:
, , , .
Нормативне навантаження на балку з врахуванням власної її маси:
Розрахункове:
Розрахунковий момент:
- міцність забезпечена.
Прогин посередині прольоту балки
Жорсткість балки достатня.
Техніко-економічне порівняння варіантів
Таблиця 1.1
Техніко-економічні показники залізобетонного покриття
Варіант
Витрати матеріалів на 1 м2 площі перекриття
Назва елементів
Сталь, кг
Залізобетон, м3
1
2
3
4
1
Сталевий плоский настил tн=10 мм
78,5
-
Балки настилу
24
-
Всього
102,5
-
2
Сталевий плоский настил tн=10 мм
78,5
-
Балки настилу
18,4
-
Допоміжні балки
14,3
-
Всього
111,2
-
Для подальших розрахунків вибираємо нормальний тип клітки, оскільки він є економічно вигіднішим.
2. РОЗРАХУНОК І КОНСТРУЮВАННЯ ГОЛОВНОЇ БАЛКИ.
2.1 Розрахункова схема. Розрахункові навантаження.
На головну балку передаються зосереджені навантаження від балок настилу. До балки прикладено більше п’яти зосереджених сил, тому спрощено можна прийняти, що навантаження розподілено рівномірно. Розрахункова схема зображена на рис. 2.1. Ширина смуги, з якої збирається розподілене навантаження, дорівнює кроку головних балок а = 5 м. Постійні навантаження від маси настилу, балок настилу обчислені вище.
2.2 Визначення необхідної висоти головної балки.
Висоту h головної балки визначають, виходячи з двох умов: забезпечення необхідної жорсткості балки і найменших витрат сталі.
Найменша висота hmin балки, яка дає змогу забезпечити прогин, що не перевищує допустимий (для головних балок [f] = 1/400L), за умови повного використання міцності матеріалу, визначається за формулою:
де с1 - коефіцієнт, що враховує пластичну роботу сталі (приблизно можна прийняти c1 = 1,1); Ry та Е - розрахунковий опір і модуль пружності сталі, з якої виготовляється балка; L - проліт балки; qn/q - відношення нормативного навантаження на балку до розрахункового.
Умові найменших витрат сталі за заданого значення моменту опору Wx відповідає так звана оптимальна висота (hef) балки
гнучкість стінки, яку приймають в межах λω = 120…150 ( більші значення при менших Ry).
Остаточно висоту h головної балки приймають за більшим з двох значень hmin або hef . Крім того, висоту h треба заокруглити так, щоб висота hω , стінки балки (рис. 2.2) збігалась з шириною прокатної універсальної сталі.
Якщо висота h більша за 1100 мм, її вибирають кратною модулеві 100 мм.
Визначення необхідної висоти головної балки.
Матеріал головної балки - сталь 18Гпс.
Навантаження на метр балки (нормативне)
qn = 1,03 (13 +1,03)∙5 = 72,25 кН/м,
де 1,03 - коефіцієнт, що враховує власну вагу головної балки, 1,03 – витрати металу на 1 м2 перекриття, кН/м2, 5 - крок головних балок, м.
Розрахункове навантаження
q = 1,03(13∙1,2 + 1,03∙1,05)∙5 = 85,9 кН/м.
Розрахункові зусилля:
Мmax = q∙L12/8 = 85,9∙ 162/8 = 2748,8 кНм.
Qmax = q∙L1/2 = 85,9∙ 16/2 = 687,2 кН.
Потрібний момент опору перерізу балки
Wx ≥ Мmах/c1Ryγc = 2748,8∙10-3/1,1∙230 = 10864∙10-6 м3.
Розрахунковий опір сталі 18Гпс Ry = 230 МПа приймаємо з таблиць для листа завтовшки до 40 мм (попередньо); f/L = 1/400 для балки прогоном 16 м.
Мінімальна висота балки:
Оптимальна висота при гнучкості λω = 150:
Приймаємо висоту стінки hω = 1,4 м, а товщину поясів tf = 14 мм (рекомендується приймати tf в межах 12…30 мм).
Тоді h = hω + 2 tf = 1,4 + 2∙0,014 =1,428 м, що більше hef і приблизно дорівнює hmin.
2.3 Підбір перерізу головної балки.
Перевірка міцності та жорсткості.
Вихідні дані:
Qmax = 687,2 кН, hω = 1,4 м, h =1,428 м.
Визначаємо товщину стінки з умови забезпечення міцності на зріз, місцевої стійкості стінки (без зміцнення її поздовжніми ребрами жорсткості) та з досвіду проектування:
Приймаємо товщину стінки tω=12 мм, товщина пояса орієнтовно tf=14 мм. Знаходимо потрібну площу поясів:
Приймаємо, що пояси виготовлені з листів універсальної сталі 360x14 мм. Площа пояса Af = 36∙1,4 = 50,4 см2 = 50,4∙10-4 м2.
Перевіряємо зазначені вище умови:
tf = 14 мм < 3 tω= 3∙12 = 36 мм;
tf = 14 мм > tω = 12 мм;
bf /h = 360/1428 = 1/3,97< 1/3.
Умова задовольняється.
Перевіряємо умову забезпечення стійкості верхнього стиснутого пояса. Гнучкість стінки:
де Ry = 230 МПа для сталі С255 при товщині листів до 40 мм.
За наявності пластичних деформацій мають задовольнятися умови:
Тобто поличка стійка.
Обчислюємо характеристики перерізу балки (рис. 2.3):
площа перерізу
момент інерції відносно нейтральної осі х – х
момент опору
Співвідношення
Згідно табл.ІІ.2.3 додатку с1 = 1,176
Перевіряємо міцність балки за нормальними напруженнями:
Недонапруження становить ,що допустимо.
Прогин балки можна не перевіряти, тому що
2.4 Зміна перерізу головної балки по її довжині.
Переріз балки підбирають за максимальним згинальним моментом Ммах. В розрізній балці ближче до опор момент значно менший, тому її переріз можна також зменшити. З економічного погляду раціонально змінювати переріз балки, якщо її проліт 10 і більше метрів. Змінюють,переріз без урахування пластичних деформацій. Конструктивно в зварних балках зменшують ширину пояса, не змінюючи його товщину. Змінюючи переріз, враховують такі вимоги:
а)зменшена ширина пояса не повинна бути меншою, ніж 0,5∙bf; 180 мм і 1/10 h.
б)необхідно забезпечити міцність розтягнутого стикового шва, який найчастіше виконується прямим і при ручному зварюванню без використання фізичних методів контролю якості шва нерівноміцний основному металу. Тому в формулу М' ≤ Rωy∙W'Х необхідно підставити розрахунковий опір зварного шва Rωy = 0,85Rу. Для зменшення концентрації в широкій частині пояса виконується скіс з нахилом, не більшим за 1:5.
Зміна перерізу головної балки.
Стикуємо розтягнутий пояс прямим стиковим швом з візуальним контролем якості. Приймаємо ширину (рис. 2.4) зменшеного перерізу пояса bf’ = 200мм, що більше за 0,5 bf, більше за 180 мм, більше за 1/10 h =142,8 мм і відповідає стандартній ширині універсальної сталі за ГОСТ 81-70. Геометричні характеристики зменшеного перерізу:
площа пояса Аf' = 200∙10-3∙14∙10-3 = 28∙10-4 м2;
момент інерції Іх' = Іω + Іf’ = 274400∙10-8 + 2∙20∙1,4∙70,72∙10-8 = 554315∙10-8 м4;
момент опору
Граничний згинальний момент, який сприймає змінений переріз:
Значення згинального моменту в довільному перерізі:
Прирівнявши Mlim = M’, отримаємо :
Розв'язуючи квадратне рівняння, знаходимо
Перевірка міцності зміненого перерізу. Максимальні розтягуючі напруження в точці А (для матеріалу стикового шва) на віддалі х=2,65 м від опори:
Приймаємо, що стиковий шов виконується електродами Е46 з повним проваром товщини полички і використанням вивідних планок.
У місці зміни перерізу поличок зведені напруження у стінці на рівні поясних швів (місцеві напруження відсутні σloc= 0):
Міцність на дію максимальних дотичних напружень перевіряємо в опорному перерізі:
Перевірка місцевих напружень у стінці від тиску балок настилу має вигляд:
Потребує перевірки за зведеними напруженнями міцність стінки зменшеного перерізу на відстані x = 2,5 м від опори (тобто під другою від опори балкою настилу), де наявні значні нормальні, дотичні, а також місцеві напруження. У цьому перерізі діє згинальний момент Мx=2,5, поперечна сила Qx=2,5 та місцеве навантаження F. Обчислюємо згинального моменту та поперечної сили:
Знаходимо нормальні σх=2,5 і дотичні τх=2,5 напруження на рівні верхньої грані
стінки:
Таким чином, міцність прийнятого зменшеного перерізу головної балки забезпечена.
2.5 Перевірка забезпечення загальної стійкості балки
Загальну стійкість балок не перевіряється, якщо виконуються такі умови: навантаження передається через суцільний жорсткий настил (залізобетонні плити, плоский і профільований металеві настили, що опираються на стиснутий пояс балки і надійно з ним пов'язані);при відношенні розрахункової довжини балки lef (віддаль між точками закріплення стиснутого пояса від поперечного переміщення) до ширини стиснутого пояса bf , не більше за
де δ = 1 – 0,7∙(с1 – 1)/(с – 1) – коефіцієнт, що враховує погіршеня загальної стійкості балки через пластичне деформування поличок; hef – відстань між осями поличок.
Навантаження на головну балку передаються через балки настилу, які закріпляють головну балку з площини через 1,0 м. Перевіряємо умову посередині прольоту (розрахунок виконаний з урахуванням пластичних деформацій):
Умова задовольняється. Загальна стійкість балки забезпечена.
2.6 Перевірка місцевої стійкості стінки.
Умовна гнучкість стінки:
Отже, необхідні поперечні ребра жорсткості. Максимальна відстань між ребрами при λω > 3,2 – amax = 2∙hω = 2∙140 = 280 см. Конструктивно крок ребер приймаємо кратним крокові балок настилу. У середній частині балки, розрахували, приймаючи до уваги пластичні деформації, ребра жорсткості ставимо під кожною балкою настилу, а у приопорних зонах – через 2 м. Ребра жорсткості односторонні шириною bh =1400/24 + 50 = 108,3 мм, приймаємо bh = 110 мм. Товщина ребра
Приймаємо ts = 8 мм.
При λ > 2,5 і σloc ≠ 0 потрібна перевірка місцевої стійкості стінки.
Перевірку стійкості у відсіку № 1(рис. 2.6) виконуємо з урахуванням пластичних деформацій. Для цього відсіку
Прийняте січення поясів достатнє для забезпечення місцевої стійкості стінки в середині прольоту.
Обчислюємо граничний згинальний момент Mel у балці без урахуваня пластичних деформацій:
Mel = Wx ∙ Ry = 10899∙10-6 ∙ 230∙103 = 2506,7 кН∙м, що не перевищує найбільше значення
Mmax = 2748,8 кН∙м. Тобто пластичні деформації не досягаються.
Значення згинального моменту в довільному перерізі:
Розв'язуючи квадратне рівняння, знаходимо
Довжина зони використання пластичних деформацій
На цій довжині ребра ставимо під кожною балкою настилу.
Перевіряємо місцеву стійкість стінки у відсіку № 3. В цьому відсіку стінка працює у пружній стадії і стійкість перевіряємо за формулою:
Розрахункові зусилля приймаємо у перерізі з абсцисою х = 2,5 м під балкою настилу. Обчислимо згинальний момент, поперечну силу, нормальні та місцеві напруження:
Середні дотичні напруження
Визначення критичних напружень. Обчислюємо співвідношення сторін відсіку:
μ = а / hω = 200/140 = 1,4 > 0,8.
Співвідношення напружень становить
σloc / σ = 58,3/183 = 0,319<0.359
де 0,359 – граничне значення σloc / σ згідно з табл.Д.7 при μ = 1,4 і коефіцієнта защемлення стінки в поясах балки:
Таким чином, критичні нормальні σcr і місцеві σloc,cr напруження визначаємо за формулами:
де Сcr =30 – при δ = 0.326; с1 =13.6 – при μ = (а/2) / hω = 100/140 = 0,714 і δ = 0.326.
Критичні дотичні напруження визначаємо за формулою
Стійкість стінки у відсіку № 3 забезпечена.
Стійкість стінки відсіку № 2 можна не перевіряти, тому що цей відсік знаходиться в зоні більшого перерізу і напруження тут менші, ніж у відсіку № 3.
Стійкість стінки відсіку №4 так само можна не перевіряти, бо нормальні напруження значно менші, ніж у відсіку №3, а критичні напруження більші завдяки тому, що довжина відсіку №4 менша, ніж відсіку №3.
2.7Перевіряємо стійкість поперечних ребер жорсткості балки.
Стійкість перевіряємо як позацентрово-стисненого стержня з розрахунковою довжиною Lef= 1,4 м, навантаженого зосередженою силою F =87.7 кН, прикладеною посередині стінки. Розрахунковий переріз стержня має вигляд тавра, який складається з ребра жорсткості та прилеглих до нього з обох частин стінки завширшки . Тобто ширина стінки, введена у розрахунок, становить:
де ts = 8 мм – товщина ребра.
Обчислюємо положення центра ваги розрахункового перерізу відносно грані стінки, протилежної ребру:
Обчислюємо геометричні характеристики перерізу відносно центральної осі, паралельної стінці:
Ексцентриситет прикладення сили дорівнює відстані від середньої площини стінки до центра ваги перерізу: е = (6,8 – 0,5·12)·10-3 = 0,8·10-3 м.
Відносний ексцентриситет становить: m = e / ρ = 0,8·10-3 / 9.27·10-2 = 0,009
Обчислюємо зведений відносний ексцентриситет:
Виконуємо перевірку стійкості:
де φе = 0,5985 – коефіцієнт, прийнятий за умовною гнучкістю та зведеним відносним ексцентриситетом.
Стійкість ребра жорсткості забезпечена.
2.8 Розрахунок поличкових швів головної балки.
Поличкові кутові шви головної балки приймаємо односторонніми. Розраховуємо найбільш напружену ділянку шва біля опори під балкою настилу. Розрахункові зусилля зсуву, що діють на одиницю довжини шва, зумовлені поперечною силою та місцевим навантаженням
Приймаємо автоматичне зварювання з використанням зварювального дроту Св – 08А, ГОСТ 2246-70 діаметром 3 мм і флюсу АН-348-А, ГОСТ 9087-81. Розрахункові опори металу кутових швів Rωf = 180 МПа: Rωz =0,45·Run = 0,45·370 = 166,5 МПа; коефіцієнти γωf = γωz =1, βf=1,1; βz = 1,15 (положення швів човником).
Найменший катет шва з умови міцності наплавленого метал:
Найменше конструктивне значення kf = 6 мм (при tf = 14 мм).
Перевірка міцності шва за металом межі сплавлення:
Таким чином, при мінімально допустимій висоті катета шва kf = 6 мм міцність поясних швів забезпечена.
2.9 Конструювання та розрахунок опорної частини балки.
Конструкцію опорного ребра приймаємо за схемою рис:
Ребро прикріпляється до стінки балки двома вертикальними кутовими швами. Зварювання напівавтоматичне у середовищі вуглекислого газу, зварний дріт Св-08Г2С ГОСТ 2246-70* діаметром 2 мм. Розрахункові опори наплавленого металу Rωf = 215 МПа та межі сплавлення Rωz = 0,45·Run = 0,45·370 = 166,5 МПа. Положення швів при зварюванні – нижнє. Значення коефіцієнтів βf = 0,9, βz = 1,05. Розмір виступаючої вниз частини опорного ребра приймаємо а = 20 мм. Потрібну площу перетину опорного ребра з умови зминання торця визначаємо за формулою:
Значення опорної реакції Fоп = Qmах = 687,2 кН. Розрахунковий опір сталі на зминання Rр = Ru = 360 МПа.
Враховуючи, що ширина балки біля опор b =200 мм, знаходимо товщину опорного ребра
Приймаємо ts =10мм.
Площа Аs = 200·10-3·10·10-3 = 20·10-4 м2, що більше за Аs,n = 19,1·10-4 м2.
Співвідношення d / ts = 15 / 10 = 1, 5 1,5, тобто розрахунковий опір ребра прийнято правильно.
Перевіряємо стійкість опорної частини балки. Ширина частини стінки, введеної у розрахунковий переріз,
Характеристика розрахункового перерізу:
площа Aef,s = As + b1· tω = 19,1·10-4 + 233,43·10-3·12·10-3 = 47,1·10-4 м2;
момент інерції
радіус інерції
Гнучкість опорної частини
З таблиці визначаємо φ = 0,988.
Співвідношення:
Перевіряємо місцеву стійкість ребра:
Загальна і місцева стійкість ребра забезпечені. Добираємо розмір катета шва приєднання ребра до стінки балки за наплавленим металом
Обчислюємо найменший катет шва за межею сплавлення
Приймаємо kf = 6 мм .
2.10 Конструювання та розрахунок монтажного стику головної балки з використанням високоміцних болтів.
Стик стінки перекриваєм парними листовими накладками товщиною . Приймаємо по 2 вертикальних ряди болтів з кожної сторони від осі стику. З метою використання кондукторів при сверлінні отворів приймаємо єдиний крок болтів в вертикальних рядах 80 мм. Прийнятий крок є меншим максимально допустимого з умови щільного прилягання накладок .
Максимально допустима відстань між крайніми горизонтальними рядами:
Число болтів в одному вертикальному ряді:
Згинальний момент, що сприймається стінкою:
Максимальне зусилля в болтах крайніх горизонтальних рядів при Q=0 рахуємо по формулі:
Приймаємо: болти із сталі 40х (), обробку поверхні газополуменеву без консервації – коефіцієнт тертя , різниця діаметра болта і отвору не більше 4 м, зусилля натягу болта регулюється по величині кута закручування - коефіцієнт надійності .
З умови визначаємо необхідну площу нетто болта:
Приймаємо болти діаметром 20 мм (М20), отвори діаметром 23 мм, площа нетто болта .
Для цих болтів критичне зусилля зсуву на один болт при двох поверхнях тертя () знаходимо по формулі:
Таким чином:
- стійкість стику стінки забезпечена.
Стик поясних листів. Приймаємо січення поясних накладок: з зовнішньої сторони 360х12мм, з внутрішньої – дві накладки 160х12 мм. Сумарна площа накладок більше площі січення поясу .
Згинальний момент, що сприймається балками:
Зусилля в поясі (поясних накладках):
Кількість болтів для прикріплення накладок:
Приймаємо 14 болтів і розміщуємо їх згідно малюнка.
3. Розрахунок та конструювання колони.
3.1 Добір перерізу суцільної колони двоярусного робочого майданчика.
Вихідні дані : відмітка підлоги робочої площадки +18.Довжина колони l = 18 - 1,428 - 0,33 - 0,008 = 16.23 м. Заглиблення колони нижче рівня підлоги 0,6 м. Опорна реакція головної балки 687,2 кН. Матеріал колони сталь С245 марки 18Гпс. Для фасонного прокату при t = 10...20 мм Ry = 240 МПа. Приєднання колони до фундаменту шарнірне (μ = 1).
Розрахункова довжина колони lef = l0·μ = (16,23 + 0,6)·1 = 16,83 м. Розрахункове стискаюче зусилля:
Приймаємо наскрізний переріз з двох швелерів.
Задаємося гнучкістю відносно матеріальної осі λх = 70. Відповідно φх = 0,754.
Потрібна площа
За сортаментом добираємо два швелери №30:
А=2*40,5=81см2;іх=12см;Іу1=327см-4;іу1=2,84см.
Перевіряємо стійкість відносно матеріальної осі:
φ =0,315
За сортаментом добираємо два швелери №40:
А=2*61,5=123см2;іх=15,7см;Іу1=642см4;іу1=3,23см.
Перевіряємо стійкість відносно матеріальної осі:
φ =0,478
Недонапруження що допустимо.
З умови рівностійкості відносно обох головних осей приймаємо λef = λх = 107. Задаючись гнучкістю гілки відносно осі 1-1 λ1 =30 знаходимо:
Зазначена формула справедлива при n<0,2 ,де n- співвідношення погонних жорсткостей вітки Іb/l1 та планки Іs/l1:
де - момент інерції планки відносно її власної центральної(горизонтальної) осі; Іb=642 10-8 м4-момент інерції вітки за сортаментом відносно власної центральної осі;
Потрібну ширину вибираємо за табл.5.8. з урахуванням найменшої ширини:
Приймаємо b=40 см. При цьому проміжок між поличками с=400-(2*115)=170мм, що перевищує конструктивний мінімум 150мм.
Для забезпечення заданої гнучкості вітки λ1 =30 розрахункова її довжина, яка відповідає відстані між планками у просвіті, повинна становити
Прийнявши планки перерізом 250х10 рекомендована ширина d=(0,5…0,75)b,знайдемо відстань між її осями
.
Перевіряємо переріз відносно вільної осі у-у:
Таким чином, стійкість відносно вільної осі забезпечена.
Виконуємо розрахунок планок. Умовна поперечна сила :
Планки приварюємо до поличок кутовими швами k f=8мм. Перевірка міцності швів виконується на спільну дію зусилля зсуву Fs і згинального моменту Мs. Зварювання напівавтоматичне зварювальним дротом Св-08Г2С ГОСТ 2246-70*,діаметром 1,4мм, в середовищі вуглекислого газу за ГОСТ 8050-85.За табл.5 додатка 6 знаходимо:Коефіцієнти
Оскільки перевірку виконуємо тільки за межею сплавлення.
Момент опору шва:
Напруження зсуву від зусилля Fs:
Напруження від згинального моменту Ms:
Сумарне найбільше напруження в шві:
Тобто міцність шва забезпечена.
3.2 Розрахунок основних вузлів колони
Розрахунок оголовника.
Для одноярусних майданчиків доцільно приймати опирання головних балок на колону зверху. При цьому необхідно порахувати оголовок колони, який складається з опорної плити і ребра. Ребро підтримує плиту і передає навантаження від балок на стрижень колони. Плита не розраховується і приймається конструктивно завтовшки 20...25 мм.
Опорне ребро сприймає повне навантаження 2V від двох балок.
Товщина t ребра визначається з умови його міцності на зминання:
де - довжина поверхні зминання, яка дорівнює ширині опорного ребра балки плюс дві товщини опорної плити; - розрахунковий опір на зминання .
В нашому випадку при ширині балки на опорі , . Для сталі 18Гпс (лист, t=4...20мм).
Висоту ребра оголовка визначають необхідною довжиною швів, якими ребро кріпиться до стрижня колони:
;
де n=4 – кількість швів. Отже, .
Прийнявши, як і для приварних планок, зварний дріт Св-08Г2С, будемо мати і . Катет швів приймаємо
що перевищує величину .
Приймаємо h=30 мм.
Необхідно перевірити також опорне ребро на зрізання за умовою:
де - розрахунковий опір сталі ребра на зріз. . Для сталі 18Гпс при, t=4...20мм , і . Отже:
Збільшуємо товщину ребра до t=20 мм. Тоді:
Розрахунок бази колони.
Бази колон призначені для передачі зусилля N на бетонний (або залізобетонний) фундамент.
Площа плити в плані визначається з умови міцності бетону фундаменту на стиск
A > N/Rb·γ b
де γ b – коефіцієнти згідно з п.3.39 СНиП II.03-84 «Бетонні і залізобетонні конструкції». Приймаємо бетон фундаменту класу В 10 з Rb = 6 МПа.
A > 1388.14/6·10-1·1.2 = 1928 см2.
Ширина плити В приймається конструктивно, виходячи з того, що плита повинна виступати за межі колони с = 60...100 мм. Товщина траверс попередньо береться ts=10...16 мм. Приймемо ts = 10 мм і с = 80 мм.
В = bf + 2 (ts + с) = 400 + 2 (10 + 60) = 540 мм.
Тоді довжина плити
L > A/B = 1928/52 = 37,1 см
Приймаємо конструктивно L = 50 см. Визначимо дійсне значення напруження під плитою бази:
σ = N/A = 1388.14/(50·54) =0.51 кН/см2
Товщина плити визначається з умови її міцності на згин. При цьому плиту розглядаємо як пластину, навантажену знизу рівномірно розподіленим тиском σ= 0.51 кН/см2 фундаменту. Пластина опирається на жорсткий контур перерізу колони, а також на траверси. Для розрахунку її розділяють на окремі ділянки (див рис.) - одна ділянка, яка опираються по всьому контуру (на чотири канти) - ділянка типу 1; дві ділянки типу 2 (опирання на три канти); дві ділянки типу 3 (защімлення тільки одного канта).
Для ділянки 1, опертої на чотири канта відношення більшої сторони до меншої b/а =400/400 = 1;
Для такого відношення табличний коефіцієнт α = 0,048. Згинальний момент
М1 =α· σ· а2 = 0,048· 0,51· 402 =39,17 кН·см
Для ділянок 2, опертих на три канта відношення b1/а1 =50/400 =0.125;
Для такого відношення табличний коефіцієнт = 0.02. Згинальний момент
М2 = · σ· = 0.02· 0.51· 402 =16,32 кН·см.
Для ділянки 3 момент рахується як для консольної балки довжиною с
М3 = σ·а2/2 =0,51·62/2 = 9,18 кН·см
Товщину плити визначаємо з умови її міцності на згин найбільшим моментом
Мтах = М1 = 39,17 кН·см
що не перевищує допустиме значення
t = 4 см (найбільша товщина прокатних листів).
Для зменшення моменту на ділянці 1 приварюємо ребро товщиною 12мм, яке зменшує розміри ділянки удвічі. Тепер b/а = 400/200 = 2; α =0,1
М1 = α· σ· а2 = 0,1· 0,65· 202 =26 кН·см
Найбільшим є момент на ділянці типу 1:
Мтах = М1= 26 кН·см
приймаємо t = 3 см.
Траверси до колони приварюємо напівавтоматичною зваркою, зварний дріт Св-08Г2С. За ГОСТ 8050-85.За табл.5 додатка 6 знахомо: . Катет зварних швів приймаємо .
Висота траверс hs визначається з умови міцності швів, якими вони кріпляться до колони. Важається що колона не спирається торцем на плиту, а зависає на швах, якими вона приварюється до траверс і консольних ребер (загальна кількість таких швів n = 4).
Загальна довжина швів
Довжина одного шва
Враховуючи можливий непровар по 1 см на кожному кінці швів, отримуємо:
hs > ls + 2 см = 32 см
Приймаємо hs = 32 см < 85 βf · kf = 85·0,7·1 = 59,5 см. Торець колони конструктивно варимо до плити швами kf = 6 мм.
Список літератури
Клименко Ф. Є, Барабаш В. М, Стороженко Л. І. Металеві конструкції. – Львів: Світ, 2002. – 312 с.: 320 іл.
Е. И. Беленя, В. А. Балдин, Г. С. Ведеников и др. Металлические конструкции. – Москва: Стройиздат, 1986. – 560с., ил.
СНиП 2.01.07-85. Нагрузки и воздействия. Нормы проектирования. – М.: Стройиздат, 1987.
СНиП 23-81. Стальные конструкции. Нормы проектирования. – М.: Стройиздат, 1982. – 93с.
Методичні вказівки кафедри.
Ділись своїми роботами та отримуй миттєві бонуси!
0%
Оголошення від адміністратора