Розрахунок і конструювання основних несучих металевих конструкцій і балочної клітки робочої площадки (тип перший – робоча площадка у виробничому будинку).. Курсова робота з Металеві конструкції. Робота № 203000

Перехід до торгівельного партнера Binance

Розрахунок і конструювання основних несучих металевих конструкцій і балочної клітки робочої площадки (тип перший – робоча площадка у виробничому будинку).

Інформація про навчальний заклад

ВУЗ:

Національний університет Львівська політехніка

Інститут:

Інститут будівництва та інженерії довкілля

Факультет:

Не вказано

Кафедра:

Кафедра будівельних конструкцій та мостів

Інформація про роботу

Рік:

2005

Тип роботи:

Курсова робота

Предмет:

Металеві конструкції

Група:

ПЦБ-4

Завантажити

Частина тексту файла (без зображень, графіків і формул):

EMBED Equation.3 Міністерство освіти і науки України Національний університет „Львівська політехніка” Інститут будівництва та інженерії довкілля Кафедра будівельних конструкцій та мостів EMBED Word.Picture.8 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). Виконав: ст. гр. ПЦБ – 4 Перевірив: Львів – 2005 1. Вибір схеми балочної клітки з металевим настилом. Вихідні дані: Крок колон а) в поздовжньому напрямі А = 19 м б) в поперечному напрямі В = 5 м Розміри майданчика в плані 3Ах4В. Кількість ярусів - 2 Позначка верху настилу – 6,4 м Корисне тимчасове нормативне рівномірно розподілене навантаження pn = 17 кН /м2 = 17КПа. Коефіцієнт надійності для тимчасового навантаження γf = 1,2. Настил - плоский залізобетонний. Матеріал конструкцій: настил - залізобетонний, балки настилу та другорядні балки - прокатні двотаври із сталі ВСт3пс6-1,головна балка та колона – сталь марки 18кп. Раціональну схему балочної клітки визначаємо техніко-економічним порівнянням двох варіантів (нормальний та ускладнений). Розрахунок варіанту 1 (нормальний тип клітки) Обравши крок балок настилу а=1,9 м, приймаємо схему балочної клітки. Залежно від заданого корисного нормативного навантаження Рn=17кН/м2 і прольоту настилу Lн=1,9 м з табл. Д.2 додатку знаходимо необхідну товщину настилу tн =10 см. Навантаження на один метр балки настилу: Нормативне: EMBED Equation.3 EMBED Equation.3 - задане корисне навантаження, EMBED Equation.3 - навантаження від асфальтової підлоги, EMBED Equation.3 - навантаження від залізобетонного настилу. Розрахункове навантаження: EMBED Equation.3 , де EMBED Equation.3 - коефіцієнти надійності за навантаженням для тимчасового корисного та постійного навантажень від маси асфальту та залізобетонного настилу. Максимальний момент: EMBED Equation.3 Потрібний момент опору перерізу: EMBED Equation.3 Приймаємо І №30М з характеристиками: EMBED Equation.3 , EMBED Equation.3 , EMBED Equation.3 , EMBED Equation.3 . Нормативне навантаження на балку з врахуванням власної її маси: EMBED Equation.3 Розрахункове: EMBED Equation.3 Розрахунковий момент: EMBED Equation.3 EMBED Equation.3 - міцність забезпечена. EMBED Equation.3 Жорсткість балки достатня. Розрахунок варіанта 2 (ускладнений тип клітки) Крок балок настилу приймаємо а =2,5 м (рис.1.2). Товщину настилу tн=12 мм. Крок допоміжних балок приймаємо 3,8 м. Таким чином, проліт балок настилу Lн=3,8 м, а допоміжних балок L1=5 м. Підберемо переріз балок настилу. Навантаження на 1м.п. балок Нормативне: EMBED Equation.3 EMBED Equation.3 - задане корисне навантаження, EMBED Equation.3 - навантаження від асфальтової підлоги, EMBED Equation.3 - навантаження від залізобетонного настилу. Розрахункове навантаження: EMBED Equation.3 , де EMBED Equation.3 - коефіцієнти надійності за навантаженням для тимчасового корисного та постійного навантажень від маси асфальту та залізобетонного настилу. Максимальний момент згину: EMBED Equation.3 Потрібний момент опору перерізу: EMBED Equation.3 Приймаємо І №30 з характеристиками: EMBED Equation.3 , EMBED Equation.3 , EMBED Equation.3 , EMBED Equation.3 . Нормативне навантаження на балку з врахуванням власної її маси: EMBED Equation.3 Розрахункове: EMBED Equation.3 Розрахунковий момент: EMBED Equation.3 EMBED Equation.3 - міцність забезпечена. Загальна стійкість балки забезпечена суцільним приваренням настилу і перевіряти її не треба. Прогин посередині прольоту балки EMBED Equation.3 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 5 і більше, дозволяється вважати навантаження рівномірно розподіленим. В нашому випадку на допоміжну балку опирається 1 балка і тому приймаємо розрахункову схему, показану на рис.1.2.1. Знайдемо значення зосереджених сил за формулою EMBED Equation.3 де А – площа збору навантаження g для сили Р. Мmax = 187,8 кН·м. Підбір перерізу балки, як цього вимагають норми, з врахуванням пластичних деформацій. Потрібний момент опору перерізу балки EMBED Equation.3 Приймаємо І №60Б2С зварний з характеристиками: EMBED Equation.3 , EMBED Equation.3 , EMBED Equation.3 , EMBED Equation.3 Розрахунковий момент згину з врахуванням власної ваги допоміжної балки: EMBED Equation.3 EMBED Equation.3 - міцність забезпечена. Загальна стійкість балки забезпечена суцільним приваренням настилу і перевіряти її не треба. Прогин посередині прольоту балки EMBED Equation.3 Жорсткість балки достатня. Отже, підібраний переріз відповідає вимогам міцності, стійкості та жорсткості. Техніко-економічне порівняння варіантів Таблиця 1.1 Техніко-економічні показники залізобетонного покриття 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: EMBED Equation.3 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 EMBED Equation.3 EMBED Equation.3 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 18 кп. Навантаження на метр балки (нормативне) qn = 1,03 (17 +0,72 + 1,15)∙5 = 92,62 кН/м, де 1,03 - коефіцієнт, що враховує власну вагу головної балки, 1,15 – витрати металу на 1 м2 майданчика, кН/м2, 5 - крок головних балок, м. Розрахункове навантаження q = 1,03(17∙1,2 + 0,72∙1,3 + 1,15∙1,05)∙5 = 110.94 кН/м. Розрахункові зусилля: Мmax = q∙L12/8 = 110,94∙ 192/8 = 5006 кНм. Qmax = q∙L1/2 = 110,94∙ 19/2 = 1054 кН. Потрібний момент опору перерізу балки Wx ≥ Мmах/c1Ryγc = 5006∙10-3/1,1∙230 = 19787∙10-6 м3. Розрахунковий опір сталі 18кп Ry = 230 МПа приймаємо з таблиць для листа завтовшки 2—20 мм (попередньо); f/L = 1/275 для балки прогоном 19 м. Мінімальна висота балки: EMBED Equation.3 Оптимальна висота при гнучкості λω = 140: EMBED Equation.3 Приймаємо висоту стінки hω = 1,6 м, а товщину поясів tf = 20 мм (рекомендується приймати tf в межах 12…30 мм). Тоді h = hω + 2 tf = 1,6 + 2∙0,02 =1,64 м, що більше hmin і майже дорівнює hef. 2.3 Підбір перерізу головної балки. Перевірка міцності та жорсткості. Вихідні дані: Qmax = 1054 кН, hω = 1,6 м, Ry = 230 МПа, h =1,644 м. Визначаємо товщину стінки з умови забезпечення міцності на зріз, місцевої стійкості стінки (без зміцнення її поздовжніми ребрами жорсткості) та з досвіду проектування: EMBED Equation.3 Приймаємо товщину стінки tω=12 мм, товщина пояса орієнтовно tf=22 мм. Знаходимо потрібну площу поясів: EMBED Equation.3 Приймаємо, що пояси виготовлені з листів універсальної сталі 530x20 мм. Площа пояса Af = 53∙2 = 106,0 см2 = 106,0∙10-4 м2. Перевіряємо зазначені вище умови: tf = 20 мм < 3 tω= 3∙10 = 30 мм; tf = 20 мм > tω = 10 мм; bf /h = 50/164 = 1/3,65< 1/3. Умова задовольняється. EMBED Equation.3 Перевіряємо умову забезпечення стійкості верхнього стиснутого пояса. Гнучкість стінки: EMBED Equation.3 EMBED Equation.3 де Ry = 230 МПа для сталі С235 при товщині листів 2...20 мм. За наявності пластичних деформацій мають задовольнятися умови: EMBED Equation.3 Тобто поличка стійка. Обчислюємо характеристики перерізу балки (рис. 2.3): площа перерізу EMBED Equation.3 момент інерції відносно нейтральної осі х – х EMBED Equation.3 момент опору EMBED Equation.3 Співвідношення EMBED Equation.3 Згідно таблиці додатку с1 = 1,0625 Перевіряємо міцність балки за нормальними напруженнями: EMBED Equation.3 Недонапруження становить EMBED Equation.3 ,що допустимо. Прогин балки можна не перевіряти, тому що EMBED Equation.3 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 найчас-тіше 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’ = 300мм, що більше за 0,5 bf, більше за 180 мм, більше за 1/10 h =1640 мм і відповідає стандартній ширині універсальної сталі за ГОСТ 81-70. Геометричні характеристики зменшеного перерізу: площа пояса Аf' = 300∙10-3∙20∙10-3 = 60∙10-4 м2; момент інерції Іх' = Іω + Іf’ = 341333∙10-8 + 2∙300∙20∙10-4(820∙10-2 )2 = 1148213∙10-8 м4; момент опору EMBED Equation.3 Граничний згинальний момент, який сприймає змінений переріз: EMBED Equation.3 Значення згинального моменту в довільному перерізі: Прирівнявши Mlim = M’, отримаємо : EMBED Equation.3 EMBED Equation.3 Розв'язуючи квадратне рівняння, знаходимо EMBED Equation.3 EMBED Equation.3 Перевірка міцності зміненого перерізу. Максимальні розтягуючі напруження в точці А (для матеріалу стикового шва) на віддалі х=3,1 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): EMBED Equation.3 Міцність надію максимальних дотичних напружень перевіряємо в опорному перерізі: EMBED Equation.3 Перевірка місцевих напружень у стінці від тиску балок настилу має вигляд: EMBED Equation.3 Потребує перевірки за зведеними напруженнями міцність стінки зменшеного перерізу на відстані x = 2,85 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=2,85, поперечна сила Qx=2,85 та місцеве навантаження F. Обчислюємо згинального моменту та поперечної сили: Знаходимо нормальні σх=2,85 і дотичні τх=2,85 напруження на рівні верхньої грані стінки: EMBED Equation.3 EMBED Equation.3 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 більшою за EMBED Equation.3 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 1,9 м. Перевіряємо умову посередині прольоту (розрахунок виконаний з урахуванням пластичних деформацій): EMBED Equation.3 Умова задовольняється. Загальна стійкість балки забезпечена. 2.6 Перевірка місцевої стійкості стінки. Умовна гнучкість стінки: EMBED Equation.3 Отже, необхідні поперечні ребра жорсткості. Максимальна відстань між ребрами при λω > 3,2 – amax = 2∙hω = 2∙160 = 320 см. Конструктивно крок ребер приймаємо кратним крокові балок настилу. У середній частині балки, розрахували, приймаючи до уавги пластичні деформації, ребра жорсткості ставимо під кожною балкою настилу, а у приопорних зонах – через 3 м. Ребра жорсткості односторонні шириною bh = =1600/24 + 50 = 116,6 мм, приймаємо bh = 115 мм. Товщина ребра Приймаємо ts = 8 мм. При λ > 2,5 і σloc ≠ 0 потрібна перевірка місцевої стійкості стінки. EMBED Equation.3 Перевірку стійкості у відсіку № 1(рис. 2.6) виконуємо з урахуванням пластичних деформацій. Для цього відсіку EMBED Equation.3 EMBED Equation.3 Обчислюємо граничний згинальний момент Mel у балці без урахуваня пластичних деформацій: Mel = Wx ∙ Ry = 19787∙10-6 ∙ 230∙103 = 4729 кН∙м, що не перевищує найбільше значення Mmax = 5005 кН∙м. Тобто пластичні деформації досягаються. Значення згинального моменту в довільному перерізі: Розв'язуючи квадратне рівняння, знаходимо EMBED Equation.3 EMBED Equation.3 EMBED Equation.3 Довжина зони використання пластичних деформацій EMBED Equation.3 Перевірка міцності зміненого перерізу. Максимальні розтягуючі напруження в точці А (для матеріалу стикового шва) на віддалі х=3,1 м від опори: EMBED Equation.3 Перевіряємо місцеву стійкість стінки у вісіку № 3. В цьому відсіку стінка працює у пружній стадії і стійкість перевіряємо за формолою: EMBED Equation.3 Розрахункові зусилля приймаємо у перерізі з абсцисою х = 2,85 м під балкою настилу. Обчислимо згинальний момент, поперечну силу, нормальні та місцеві напруження: EMBED Equation.3 EMBED Equation.3 Середні дотичні напруження EMBED Equation.3 Визначення критичних напружень. Обчислюємо співвідношення сторін відсіку: μ = а / hω = 300/160 = 1,187 > 0,8. Співвідношення напружень становить σloc / σ = 149,24/121,136 = 1,232 < 0,576 де 0,576 – граничне значення σloc / σ згідно з табл.Д.7 при μ = 1,875 і коефіцієнта защемлення стінки в поясах балки: EMBED Equation.3 Таким чином, критичні нормальні σcr і місцеві σloc,cr напруження визначаємо за формулами: EMBED Equation.3 EMBED Equation.3 де Сcr =44,39 – при δ = 1,2; с1 = 21,833 – при μ = (а/2) / hω = 150/160 = 0,938 і δ = 1,2. Критичні дотичні напруження визначаємо за формулою EMBED Equation.3 EMBED Equation.3 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 позачентрово-стисненого стержня з розрахунковою довжиною Lef = 1,6 м, навантаженого зосередженою силою F =230,644 кН, прикладеною посередині стінки. Розрахунковий переріз стержня має вигляд тавра, який складається з ребра жорсткості та прилеглих до нього з обох частин стінки EMBED Equation.3 заввишки . Тобто ширина стінки, введена у розрахунок, становить: EMBED Equation.3 де ts = 8 мм – товщина ребра. Обчислюємо положення центра ваги розрахункового перерізу відносно грані стінки, протилежної ребру: EMBED Equation.3 Обчислюємо геометричні характеристики перерізу відносно центральної осі, паралельної стінці: EMBED Equation.3 Ексцентриситет прикладення сили дорівнює відстані від середньої площини стінки до центра ваги перерізу: е = (17,7 – 0,5·10)·10-3 = 12,7·10-3 м. Відносний ексцентриситет становить: m = e / ρ = 12,7·10-3 / 6,91·10-2 = 0,184 Обчислюємо зведений відносний ексцентриситет: EMBED Equation.3 Виконуємо перевірку стійкості: EMBED Equation.3 де φе = 0,5555 – 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 (рис. 2.8). Розрахункові зусилля зсуву, що діють на одиницю довжини шва, зумовлені поперечною силою та місцевим навантаженням EMBED Equation.3 EMBED Equation.3 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). Наймнший катет шва з умови міцності наплавленого метал: EMBED Equation.3 Найменше конструктивне значення kf = 8 мм (при tf = 22 мм). Перевірка міцності шва за металом межі сплавлення: EMBED Equation.3 Таким чином, при мінімально допустимій висоті катета шва kf = 8 мм міцність поясних швів забезпечена. 2.9 Конструювання та розрахунок опорної частини балки. Конструкцію опорного ребра приймаємо за схемою рис. 2.9. Ребро прикріпляється до стінки балки двома вертикальними кутовими швами. Зварювання напівавтоматичне у середовищі вуглекислого газу, зварний дріт Св-08Г2С ГОСТ 2246-70* діамнтром 2 мм. Розрахункові опори наплавленого металу Rωf = 215 МПа та межі сплавлення Rωz = 0,45·Run = 0,45·370 = 166,5 МПа. Положенняшвів 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: EMBED Equation.3 Значення опорної реакції Fоп = Qmах = 962,85 кН. Розрахунковий опір сталі на зминання Rр = Ru = 350 МПа. Враховуючи, що ширина балки біля опор b =300 мм, знаходимо товщину опорного ребра EMBED Equation.3 Приймаємо ts =10 мм. Площа Аs = 300·10-3·10·10-3 = 30·10-4 м2, що більше за Аs,n = 29,28·10-4 м2. Співвідношення d / ts = 15 / 12 = 1,25 < 1,5, тобто розрахунковий опір ребра прийнято правильно. Перевіряємо стійкість опорної частини балки. Ширина частини стінки, введеної у розрахунковий переріз, EMBED Equation.3 Характеристика розрахункового перерізу: площа Aef,s = As + b1· tω = 30·10-4 + 194,53·10-3·12·10-3 = 60·10-4 м2; момент інерції EMBED Equation.3 радіус інерції EMBED Equation.3 Гнучкість опорної частини EMBED Equation.3 З таблиці визначаємо φ = 0,929. Співвідношення: EMBED Equation.3 Перевіряємо місцеву стійкість ребра: EMBED Equation.3 Загальна і місцева стійкість ребра забезпечені. Добираємо розмір катета шва приєднання ребра до стінки балки за наплавленим металом EMBED Equation.3 Обчислюємо найменший катет шва за межею сплавлення EMBED Equation.3 Приймаємо kf = 6 мм . 2.10 Конструювання та розрахунок монтажного стику головної балки з використанням Головну балку з’єдную за допомогою зварних швів 3. Розрахунок та конструювання колони. 3.1 Добір перерізу суцільної колони двоярусного робочого майданчика. Вихідні дані: довжина нижнього ярусу колони колони l = 6,4– 1,820 = 5,780 м. Заглиблення колони нижче рівня підлоги 0,6 м. Опорна реакція головної балки 1054 кН. Матеріал колони сталь С235 марки 18кп. Для фасонного прокату при t = 10...20 мм Ry = 230 МПа. Приєднання колони до фундаменту шарнірне (μ = 0,7). Розрахункова довжина колони lef = l0·μ = (5,78 + 0,6)·1 = 3,64 м. Розрахункове стискальне зусилля N = 2·1054·2 = 4216 кН. Задаємося гнучкістю відносно мктеріальної осі λх = 60. Відповідно φх = =0,8105. Потрібна площа EMBED Equation.3 EMBED Equation.3 EMBED Equation.3 Перевірка місцевої стійкості стінки: EMBED Equation.3 Тобто стійкість стінки забезпечена Потрібна площа однієї полички EMBED Equation.3 Потрібна товщина полички EMBED Equation.3 Приймаємо стандартну товщину EMBED Equation.3 . Реальна площа полички: EMBED Equation.3 Перевірка місцевої стійкості полички EMBED Equation.3 EMBED Equation.3 Стійкість забезпечена Геометричні характеристики підібраного перерізу: EMBED Equation.3 Оскільки EMBED Equation.3 перевірку стійкості виконуємо тільки стосовно осі y-y: EMBED Equation.3 EMBED Equation.3 EMBED Equation.3 Недонапруження EMBED Equation.3 що допустимо. Перевіряємо необхідність посилення стінки ребрами жорсткості: EMBED Equation.3 Поперечні ребра не потрібні 3.2 Розрахунок основних вузлів колони Розрахунок оголовника. Ширину столика приймаємо 340 мм, товщину – 30 мм. Висоту столика визначаємо, прийнявши попередньо катет швів, якими він кріпиться EMBED Equation.3 . Зварювання напівавтоматичне, зварний дріт Св-08га Необхідна сумарна довжина зварних швів EMBED Equation.3 EMBED Equation.3 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, де у - коефіцієнт, який враховує збільшення несучої здатності бетону за рахунок того, що площа фундаменту в плані звичайно приймається більше площі плити. В проекті можна орієнтовно взяти у = 1,2; приймаємо бетон фундаменту класу В 12,5 з Rb = 7,5 МПа. A > 4216/1,1·1,2 = 3194см2. 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) = 360 + 2 (10 + 80) = 540 мм. Тоді довжина плити L > A/B = 2161/58 = 59,1 см Приймаємо L = 60 см. Визначимо дійсне значення напруження під плитою бази: σ = N/A = 4216/(60·54) =1,3 кН/см2 Товщина плити визначається з умови її міцності на згин. При цьому плиту розглядаємо як пластину, навантажену знизу рівномірно розподіленим тиском σ= 1,3 кН/см2 фундаменту. Пластина опирається на жорсткий контур перерізу колони, а також на траверси. Для розрахунку її розділяють на окремі ділянки (рис. 3.2.1) - дві ділянки, які опираються по всьому контуру (на чотири канти) - ділянки типу 1; дві ділянки типу 2 (опирання на три сторони) і дві ділянки типу 3 (защімлення тільки одного канта). Для ділянки 1, опертої на чотири канта відношення більшої сторони до меншої b/а = =300/176 = 1,7; Для такого відношення табличний коефіцієнт α = 0,1221. Згинальний момент М1 = =α· σ· а2 = 0,091· 1,3· 17,62 = 36,64 кН·см Для ділянок 2, опертих на три канта, відношення b1/а1 = 120/340 = 0,35 (а1 -довжина вільної сторони). За таблицею β = 0,039 М2 = β· σ · а12 = 0,037·1,3·342 = 55,6 кН·см Для ділянки 3 момент рахується як для консольної балки довжиною с М3 = σ·а2/2 =1,3·82/2 = 41,6 кН·см Товщину плити визначаємо з умови її міцності на згин найбільшим моментом Мтах = М2 = 58,6 кН·см EMBED Equation.3 що не перевищує допустиме значення t = 4 см (найбільша товщина прокатних листів). Необхідна товщина плити EMBED Equation.3 що перевищує допустиме значення t = = 4 см(найбільша товщина прокатних листів). Для зменшення моменту на ділянці 2 приварюємо ребро товщиною 12мм, яке зменшує розміри ділянки удвічі (рис. 3.2.1). Тепер b/а = 174/120 = 1,45; α =0,097 М1 = α· σ· а2 = 0,097· 1,3· 33,52 = 23,59 кН·см Тепер найбільшим стає момент на ділянках типу 1: Мтах = М1= 41,6 кН·см EMBED Equation.3 приймаємо t = 4 см. 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 = 8). Загальна довжина швів EMBED Equation.3 Довжина одного шва EMBED Equation.3 Враховуючи можливий непровар по 1 см на кожному кінці швів, отримуємо: hs > ls + 2 см = 46,25 см Приймаємо hs = 46 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.

Курсова робота Металеві конструкції

01.01.1970 03:01-

Коментарі

Ви не можете залишити коментар. Для цього, будь ласка, або зареєструйтесь.

Ділись своїми роботами та отримуй миттєві бонуси!

Маєш корисні навчальні матеріали, які припадають пилом на твоєму комп'ютері? Розрахункові, лабораторні, практичні чи контрольні роботи — завантажуй їх прямо зараз і одразу отримуй бали на свій рахунок! Заархівуй всі файли в один .zip (до 100 МБ) або завантажуй кожен файл окремо. Внесок у спільноту – це легкий спосіб допомогти іншим та отримати додаткові можливості на сайті. Твої старі роботи можуть приносити тобі нові нагороди!

поділитись