Wx
|
Wy
|
Ix
|
Iy
|
Aсм²
|
b. cм
|
hbalki
|
tpolki
|
s stenki
|
S
|
Р вес кг/м
|
108.7
|
16.7
|
869
|
69.3
|
20.09
|
8.2
|
16
|
0.74
|
0.5
|
61.9
|
15.8
|
3.3 Проверка сечения по касательным
напряжениям
Значения касательных напряжений в сечениях изгибаемых
элементов должны удовлетворять условию п. 5.12 [1]:
, где:
=31.987 кН - максимальная поперечная сила;=0.58*Ry=0.58·3400=1972
кг/см² - расчетное
сопротивление стали по сдвигу по табл. 1* [1].
31.98 ·100/(16·0.5)=399.84 кг/см² <
1972*1.1=2169.2 кг*см
условие выполнено, т.е. опорные сечения БН удовлетворяют условиям
прочности по касательным напряжениям.
3.4 Проверка прогиба
Произведем расчет по II группе предельных
состояний, который для изгибаемых элементов состоит в определении вертикального
относительного прогиба элемента и сравнении его с предельно допустимым.
Относительный прогиб однопролетной балки под равномерно
распределенной нагрузкой определяем по формуле 7.18а [2]:
(5·13.75434·(3.7·100)^3)/(384·2.1·(10^6)·869)=1/201,1
где:
l =370 см - пролет БН;
Вертикальный относительный прогиб элементов не должен превышать
допустимого прогиба для балок рабочих площадок производственных зданий при
отсутствии крановых путей по табл. 40* [1]: [f/l]=1/200.
- условие выполнено, т.е. сечение БН удовлетворяет требованиям
жесткости.
4. Конструирование и расчет главной балки
.1 Сбор нагрузок и статический расчет
Сосредоточенные силы от ВБ можно представить в виде равномерно
распределенной нагрузки, т. к. их число больше трех. Ширина грузовой площади
равна шагу колонн в поперечном направлении - b=4,1 м. ГБ воспринимает нагрузки:
полезная Pn=25 кН/м²
- собственный вес настила qn=78.5·0.006=0.47 кН/м²
- собственный вес балок настила g1n=(15.8/100)/0.54=0.29 кН/м
собственный вес главной балки ,
((7.85·9.532 ·4.5)/(3.2·10^4))·1.15·12.1=0.15 т/м
c=4,5 - теоретическая весовая характеристика
y=1,15 - строительный коэффициент веса
Нормативное значение нагрузки на ГБ:
(25+0.471+0.292)·3.7+1.46=96.79 кН/м
=9.53 т/м-нагрузка погонная на балку без учета собственного веса
Расчетное значение нагрузки на ГБ:
(25·1.2+0.471·1.05+0.29 ·1.05)·3.7+1.46·1.05=115.5 кН/м
Максимальный изгибающий момент:
(115.4995 ·12.1^2)/8=2113.79 кН*м
Максимальная поперечная сила:
(115.499 ·12.1)/2=698.77 кН
4.2 Компоновка составного сечения
Главная балка проектируется составной вследствие значительности
возникающих в ней усилий.
Определение размеров стенки.
Минимальный требуемый момент сопротивления сечения ГБ в
соответствии с п. 5.12 [1] из условия прочности:
,
где: М - максимальный изгибающий момент,
=1,1 - коэффициент условий работы для сварных сплошных балок;
2113.7862 ·100·100/(3200·1.1)=6005.07 cм³
Минимальный требуемый момент инерции сечения из условия жесткости
ГБ в соответствии с требованием обеспечения допустимого прогиба балки, который
для главных балок рабочих площадок при отсутствии крановых путей составляет [f/l]=1/400:
(2000·96.78 ·(12.1·100)^3)/(384·2.1·10^6)=425250.62 cм
Минимальная высота стенки ГБ из условия жесткости:
2·425250.61 /(6005.07463526476)=141.63 cм
,
где: k =1,15 - коэффициент, зависящий от
конструктивного оформления балки, для сварных балок;
- гибкость стенки, которую принимаем ориентировочно равной 150;
= (1.15)·(6005.07 ·150)^(1/3)=111.06 cм
Оптимальная высота стенки ГБ без учета гибкости:
= (1.15)·(6005.074 /1)^(1/2)=89.12 cм
где: - толщина стенки, которую примем
ориентировочно равной 1,0 см;
Принимаем следующее значение высоты стенки: =120 см.
Минимальная толщина стенки ГБ из условия ее работы на касательные
напряжения (при опирании разрезной сварной балки с помощью опорного ребра):
1.5·698.77 ·100/(1856·120)=0.47 cм
=0.58*Ry=0.58·3200=1856 кг/см² - расчетное сопротивление стали по сдвигу по
табл. 1* [1].
Толщина стенки:
120/150=0.8 cм
Принимаем толщину стенки равной 1 мм.
Определение размеров полок.
Примем ориентировочно толщину полок равной 20 мм, тогда высота
всего сечения ГБ: 120+2+2=124 cм
Момент инерции сечения:
6005.074 ·124/2=372314.63 cм
Момент инерции стенки ГБ:
(1·120^3)/12=144000 cм
Требуемый момент инерции сечения одной полки ГБ относительно
нейтральной оси балки:
(372314.6 -144000)/2=114157.31 cм
Площадь сечения одной полки ГБ (моментом инерции полки
относительно собственной оси пренебрегаем)
Где:
124/2=62 cм
расстояние от нейтральной оси балки до собственной оси полки;
4·114157.3 /((124-2)^2)=30.68 cм²
Принимаем полки ГБ из стали толщиной 20 мм и шириной 250 мм.
По табл. 30 [1] отношение ширины свеса сжатого пояса к толщине
должно удовлетворять условию:
,
где: 25/2-1/2=12 cм
расчетная ширина свеса поясных листов;
0.5·((2.1·10^6)/3200)^0.5=12.81 cм
принятые размеры полки ГБ удовлетворяют условиям местной
устойчивости.
Проверка прочности сечения главной балки.
4.3 Конструирование и расчет монтажного стыка
Монтажные стыки выполняют при монтаже балки в местах ее членения
на отдельные отправочные элементы, удовлетворяющие требованиям транспортирования.
Монтажный стык выполняем в среднем отсеке балки на расстоянии 4.59
м от опоры. Определим внутренние усилия в этом сечении.
Изгибающий момент:
115.499 ·12.1·4.59/2 - (115.499 ·4.59^2)/2=1990.69 кН*м
Поперечная сила:
115.4995 ·12.1/2 - (115.4995 ·4.59)=168.63 кН
Изгибающий момент, воспринимаемый всем сечением балки,
распределяется между поясами и стенкой пропорционально их жесткости.
Изгибающий момент, воспринимаемый стенкой:
1990.68 5·144000/372314.62 =769.94 кН*м
где
(1·120^3)/12=144000 см
момент инерции стенки.
Усилие, воспринимаемое поясом ГБ:
(1990.68 -769.9372)·100·100/(120+2)=100061.44 кг
Пояса свариваются косым швом, назначим угол наклона оси шва к оси
пояса 45°.
Q= 100061.440
·0.707=70743.44 кг
25·2/0.707=70.72 см²
70743.43 /70.72135 =1000.31 кг/см²
70743.4387 /70.72=1000.31 кг/см²
Условие прочности стыка: .
((1000.31 ^2+3·1000.31 ^2))^0.5=2000.62 кг/см²<Rwy*1.15=2720·1.15=3128
кг/см²
Rwy=0.85·3200=2720 кг*см²
Прочность сварного монтажного стыка пояса ГБ обеспечена
Болтовой стык пояса.
В болтовом стыке каждый пояс перекрыт тремя накладками с двух
сторон, а стенка - двумя вертикальными накладками.
Пояса перекрываем одной накладкой размерами 25 х 1,2 см и двумя
накладками размерами 12 х 1,2 см.
Используются высокопрочные болты d=20 мм из стали марки 30Х2НМФА, поверхности накладок обрабатывают
пескоструйным аппаратом.
Расчетное усилие, воспринимаемое каждой поверхностью трения
соединяемых элементов, стянутых одним высокопрочным болтом:
,
где: - расчетное сопротивление растяжению
высокопрочного болта в зависимости от наименьшего сопротивления болта разрыву для стали 30Х2НМФА,
- коэффициент условий работы соединения для 5-10 болтов,
- площадь сечения болта нетто для болта диаметром 20 мм по табл.
62* [1],
- коэффициент трения,
- коэффициент надежности при статической нагрузке и разности
диаметров отверстий и болтов 1-4 мм по табл. 36* [1].
Количество высокопрочных болтов в соединении:
,
где k =2 - количество поверхностей трения
соединяемых элементов.
100061.440 /(2·11849·1)=4.22
Принимаем по 6 шт. болтов на полунакладке, устанавливаемых в
отверстия диаметром 22 мм.
При статических нагрузках расчет ослабленного отверстиями сечения
полки проводим с учетом того, что половина усилия, приходящегося на каждый
болт, в рассматриваемом сечении уже передана силами трения. Площадь отверстий
больше, чем 0,15А=0,15·100=15 (см²), поэтому расчет проводим по условной
площади сечения
1.18·50·2=118 cм²
Проводим расчет на прочность под действием усилия
70743.4 /2=35371.72 кг
35371.719 /(118)=299.76 кг/см²<Ry= 3400·1=3400 кг/см²
прочность сечения, ослабленного отверстиями под болты, обеспечена.
Болтовой стык стенки.
Стык стенки перекрывается с двух сторон накладками сечением 40 х
1,2 см. Используются высокопрочные болты d=20 мм из стали марки 30Х2НМФА, поверхности накладок обрабатывают
пескоструйным аппаратом. Болты устанавливаются с шагом 15 см в два вертикальных
ряда по 20 болтов на полунакладке.
Условие прочности для крайнего горизонтального ряда болтов,
воспринимающих максимальную нагрузку: .
,
где m =2 - число вертикальных рядов болтов в
полунакладке,
105 - расстояние между крайними рядами болтов,
изгибающий момент, воспринимаемый стенкой,
769.9372 ·100·100=7699372.64 кг*см
- плечо пар усилий в равноудаленных от нейтральной оси болтах.
15^2+45^2+75^2+105^2 =18900 см²
7699372.63 ·105/(2·18900)=21387.15 кг
- расчетное усилие, воспринимаемое каждой поверхностью трения
соединяемых элементов, стянутых одним высокопрочным болтом.
Расчетное усилие удваиваем, так как болт стягивает три листа и
имеет две поверхности трения.
168.62 ·100/(8·2)=1053.93 кг
усилие, воспринимаемое одним болтом.
((21387.14)^2+(1053.933)^2)^0.5=21413.1 кг*см²
4.4 Уточнение собственного веса главной балки
Собственный вес стенки:
P=7850·(120/100)·(1/100)·8.06+7850·(80/100)·(1/100)·2·2.02=1012.96
кг
Собственный вес полок:
P=7850·(25/100)·2/100·12.1·2=949.85 кг
Собственный вес ребер жесткости:
P=2·12.1/(200/100)·7850·0.1·120·0.01/100=113.98 кг
Собственный вес ребер крепления втор. балок:
Pж.в.б=2·12.1/(0.54)·7850·0.14·0.5·1.2/100=295.51 кг
Собственный вес главной балки:
P=1012.964+949.85+113.982+295.5088 +67.1175=2439.42 кг.
5. Конструирование и расчет колонны
.1 Сбор нагрузок и статический расчет
Рассчитываем среднюю колонну как максимально нагруженную.
Колонна воспринимает нагрузки:
полезная Pn=25 кН/м²
- собственный вес настила qn=78.5·0.006=0.47 кН/м²
- собственный вес балок настила g1n=(15.8/100)/0.54=0.29 кН/м
собственный вес колонны принимаем равным 0,6 кН/м.
Высота колонны:
9.2 - (6/1000+(80+2+2)/100+1.5/100)=8.34 м
Вес колонны:
0.6·8.34·1.05=5.25 кН
Реакция от балки, передаваемая на колонну:
(25·1.2+0.471·1.05+0.292 ·1.05)·3.7·12.1/2+24.39 ·1.05/2=702.3 кН
Продольная сила, возникающая в сечениях колонны:
2·702.304 1+5.2542=1409.86 кН
Расчетная длина колонны:
2*0,816=1,633
1.633·8.34=13.62 м
где μ=1,633 - коэффициент
расчетной длины.
5.2 Подбор сечения стержня
Подбор сплошного сечения стержня.
Для колонны принимаем сталь С345 с расчетным сопротивлением по
пределу текучести =3400 кгс/см².
Зададимся гибкостью колонны: λ=80.
По табл. 72 [1] определяем коэффициент продольного изгиба: φ=0,686.
Требуемая площадь сечения из условия устойчивости:
1409.8634 ·100/(3400·0.686·1)=60.45 см²
Требуемый радиус инерции сечения:
13.61922·100/80=17.02 см
выполнено, устойчивость колонны обеспечена.
Проектируем колонну сквозного сечения из двух ветвей, соединенных
между собой планками.
Зададимся гибкостью колонны: λ=70. По табл. 72 [1] определяем коэффициент
продольного изгиба: φ=0,754.
Требуемая площадь сечения из условия устойчивости:
1409.863 ·100/(3400·0.754)=55см²
Требуемый радиус инерции сечения:
13.61922·100/70=19.46 см
По найденным значениям площади и радиуса инерции подбираем
сквозное сечение колонны.
Гибкость колонны:
13.61922·100/14.51=93.86
По табл. 72 [1] принимаем коэффициент продольного изгиба φ=0,51
Условие устойчивости:
1409.863 ·100/(2·52.68·0.51)=2623.8 кг/см²<3400·1=3400
кг/cм²
условие выполнено, подобранное сечение удовлетворяет условию
устойчивости центрально-сжатого стержня.
Определим размеры сечения соединительных планок. Назначаем
поперечные размеры планок:
0.6·(45+17.4)=37.44 см
Принимаем 30 см
1 см
Гибкость отдельных ветвей на участке между планками не должна быть
более 40. Принимаем гибкость . Тогда расстояние в свету между планками:
3.88·30=116.4
Ширину колонны в осях примем равной 45 см.
Приведенная гибкость стержня колонны определяется по табл. 7 [1] в
зависимости от соотношения:
,
где:= 28699 см - момент инерции одной ветви колонны относительно
собственной оси у,
(1·30^3)/12=2250 cм
момент инерции сечения одной планки,
b=45 cм - ширина стержня колонны,
116.4+30=146.4 cм
расстояние между осями планок.
2250·147/(45·791.4)=9.29
тогда приведенная гибкость стержня:
.
Момент инерции сечения колонны относительно оси у:
2·(791.4+52.68·(45/2)^2)=54921.3 cм
Радиус инерции сечения:
(54921.3/(2·52.68))^0.5=22.83 cм
Гибкость колонны относительно свободной оси:
13.61922·100/22.831 =59.65 cм
приведенная гибкость:
(59.6512 ^2+30^2)^0.5=66.77 cм
Данному значению гибкости соответствует φ=0,766.
Проверим напряжения относительно сквозной оси колонны:
1409.863 ·100/(2·52.68·0.766)=1746.92 кг/см²<3400·1=3400 кг/cм²
устойчивость колонны обеспечена.
5.3 Расчет соединительных планок
Окончательно шаг планок применяем 150 см
Высоту планки h=30 см
Условная поперечная сила:
(7.15·10^(-6))·(2330 - (2.1·10^6)/3400)·(1409.863
·100/0.766)=2253.45 кг
Условная поперечная сила, приходящаяся на планку:
2253.448 /2=1126.72 кг
Сила, срезывающая планку:
1126.724 ·150/45=3755.75 кг
Момент, изгибающий планку в ее плоскости:
1126.724 ·150/2=84504.31 кг*см
Планки крепятся к ветвям колонны сварными швами с высотой катета
шва с заводкой швов за край планки. Длина шва
составляет 30 см, что меньше максимально допустимого значения .
Площадь шва по металлу шва и по границе металла сплавления:
0.7·0.8·30=16.8 см²
1·0.8·30=24 см²
Момент сопротивления шва по металлу шва и по границе металла
сплавления:
(0.7·0.8·30^2)/6=84 см³
(1·0.8·30^2)/6=120 см³
Фактические напряжения в сварном шве:
в металле шва:
84504.31 /84=1006 кг/см²
3755.747 /16.8=223.56 кг/см²
(1006.00 ^2+223.55 ^2)^0.5=1030.54 кг/см²<
Rwf= 2200 кг/см²
на границе сплавления:
84504.314 /120=704.2 кг/см²
3755.747 /24=156.49 кг/см²
Фактические суммарные напряжения не должны превышать расчетных
сопротивлений по металлу шва и по металлу сплавления:
Прочность швов, крепящих планку к ветвям колонны, обеспечена.
5.4 Конструирование и расчет оголовка колонны
Примем толщину опорной плиты равной 3 см. Плита выступает на 15 мм
за контур колонны.
Толщину ребра оголовка определяют из условия сопротивления на
смятие под полным опорным давлением:
,
где:
длина участка смятия,
25+2·3=31 см
длина ребра,
45-0.6=44.4 см
опорное давление ГБ,
2·702.3046 =1404.61 кг
- сопротивление смятию торцевой поверхности,
=1,025 - коэффициент надежности по материалу,
5000 кг/см² - временное
сопротивление стали разрыву;
5000/1.025=4878.05 кг/см²
1404.609 ·100/(31·4878.04878048781)=0.93 см
Принимаем толщину ребра равной 20 мм.
Необходимая высота швов из условия прочности:
по металлу шва:
= 1404.609 ·100/(2200·1·1·0.7·44.4·2)=1.03 см
по металлу границы сплавления:
1404.609 ·100/(2250·1·1·1·44.4·2)=0.7 см
здесь - длина шва.
Максимально допустимая высота шва: .
Принимаем катет сварных швов размером 24 мм.
Высоту ребра назначаем из условия прочности швов, крепящих ребро к
ветвям колонны. Толщина стенки двутавра составляет 7 мм. Так как толщина ребра
намного превышает толщину стенки, для возможности их сваривания в стенке
устраиваем вставку толщиной 12 мм. Тогда максимально допустимая величина высоты
шва составит 1,4 мм, минимальная - 8 мм.
Принимаем высоту шва , тогда необходимая длина швов:
по металлу шва:
1404.609 ·100/(4·2200·1·1·0.7·1.2)=19 см
по металлу границы сплавления:
1404.60 ·100/(4·2250·1·1·1·1.2)=13.01 см
Длина шва не должна превышать допустимого значения: 20 - условие выполняется.
Принимаем высоту опорного ребра 40 см.
5.5 Расчет узла сопряжения балок со сплошным стержнем колонны
= 70230.5 кг - опорная реакция от одной балки
Принимаем катет шва 16 мм с глубоким проваром.
Сварные соединения рассчитывают по формуле
по металлу шва:
1.3·70230.5/(0.7·1.6·2200·1·1)=37.05 см
по металлу границы сплавления:
1.3·70230.5/(1·1.6·2250·1·1)=25.36 см
Ширину опорного столика принимаем равным ширине опорного ребра
b=25 см
Принимаем Lшва=10 см
5.6 Расчет и конструирование базы колонны
Ширина опорной плиты колонны назначается конструктивно:
34.6+2·10.2=55 см
где h - высота сечения ветви колонны,
а - вылет консольной части плиты.
Фундамент выполнен из бетона класса В15, . Из условия обеспечения прочности бетона
фундамента необходимая площадь плиты:
1404.60 ·100/(86.7)=1620.08 см²
Необходимая длина плиты:
1620.079 /55=29.46 см
Назначаем плиту сечением 60 х 70 см.
Расчетная нагрузка на плиту:
1404.609 ·100/(60·70)=33.44 кг/см²
Условно принимаем для расчета полоску шириной 1 см.
Все выступающие за сечение колонны участки плиты работают как
консоли:
.3/70=0.16
.5/34.6=0.36
Тогда изгибающий момент для участка 1:
(33.4430 ·11.4^2)/2=2173.13 кг/см²
Изгибающий момент для участка 2:
(33.4430 ·12.5^2)/2=2612.74 кг/см²
Участок 3 работает как пластина, опертая на четыре канта.
а=0.069 табл. 6.8 стр. 405. (Металлические констр. Горев) при
b/a=45/34.6=1.301 коэффициент по табл. 8.6 [3]: α=0,059.
(0.069·33.44 ·34.6^2)/2=1381.27 кг/см²
Требуемая толщина плиты по максимальному моменту:
(6·2612.740 /(3400·1))^0.5=2.15 см
Толщина планок и траверсы составляет 14 мм. Высота сварного шва
1,4 см.
Высота траверсы из условия размещения сварных швов, крепящих ее к
стержню колонны:
по металлу шва: 1404.609 ·100/(4·2200·1·1·0.7·1.4)=16.29 см
по металлу границы сплавления:
1404.6 ·100/(4·2250·1·1·1·1.4)=11.15 см
Назначаем высоту траверсы 25 см, что меньше предельного значения .
Список литературы
1. СНиП
II-23-81*. Стальные
конструкции/ Госстрой СССР.
2. СНиП
2.01.07-85*. Нагрузки и воздействия/ Минстрой России.
. Металлические
конструкции. Общий курс: Учебник для вузов/ Е.И. Беленя, Г.С. Веденников и др.;
Под общ. ред. Е.И. Беленя. - 6-е изд., перераб. и доп. - М.: Стройиздат, 1985.
- 560 с.
. Металлические
конструкции. В 3 т. Т. 1. Элементы стальных конструкций: Учеб.пособие для
строит. вузов/ В.В. Горев, Б.Ю. Уваров, В.В. Филиппов и др.; Под ред. В.В.
Горева. - М.: Высш.шк., 1997. - 527 с.
. Металлические
конструкции. Общий курс: Учебник для вузов/ Г.С. Веденников, Е.И. Беленя, В.С.
Игнатьева и др.; Под ред. Г.С. Веденникова - 7-е изд., перераб. и доп. - М.:
Стройиздат, 1998. - 760 с.
. Примеры
расчета металлических конструкций: Учеб.пособие для техникумов/ А.П. Мандриков.
- 2-е изд., перераб. и доп. - М.: Стройиздат, 1991. - 431 с.
. Расчет
стальных конструкций: Справоч.пособие/ Я.М. Лихтарников, В.М. Клыков, Д.В.
Ладыженский. - Киев: БС, 1975. - 351 с.
балочный
клетка прочность сталь