Курсовая работа: Проектирование металлической балочной конструкции
💣 👉🏻👉🏻👉🏻 ВСЯ ИНФОРМАЦИЯ ДОСТУПНА ЗДЕСЬ ЖМИТЕ 👈🏻👈🏻👈🏻
Федеральное агентство по образованию
Государственное образовательное учреждение высшего
На тему: "Проектирование металлической балочной конструкции"
3.1.3. Назначение типа сечения вспомогательных балок и марки стали
3.2.2 Компоновка сечения и проверка прочности и общей устойчивости
3.2.3 Изменение сечения главной балки
3.2.4 Проверка общей устойчивости и деформативности балок
3.2.5 Проверка местной устойчивости балок
3.2.6 Расчет поясных швов, опорных частей балок, узлов сопряжений балок
4.4 Конструирование и расчет оголовка колонны
4.5 Конструирование и расчет базы колонны
4.6 Подбор сечения связей по колоннам
Проектирование сооружения начинаем с назначения компоновочной схемы, в которой за основу, принимаем балочную клетку нормального типа, опирающуюся на центрально-сжатые колонны. Устойчивость сооружения в плоскости главных балок обеспечивается путем примыкания этих балок к жесткому блоку (для рабочих площадок – это каркас здания цеха). В плоскости, перпендикулярной главным балкам, устойчивость сооружения обеспечивается путем постановки связей по колоннам, т.е. созданием диска.
Нагрузка на вспомогательные и все нижележащие конструкции состоит из постоянной составляющей и временной (полезной) нагрузки.
Погонная нагрузка на вспомогательные балки равна:
g
=
(
p
+
q
)
· a
= 18.95·1.7 = 32.215 кН/м
.
V A
=
V B
=
g
· l
/2
= 32.215·6.2 / 2 = 99.867 кН
.
M max
=
g
· l
2
/8
= 32.215·6.2² / 8 = 154.793 кНм.
3.1.3
Назначение типа сечения вспомогательных балок и марки стали
Сечение принимаем в виде стального горячекатаного двутавра с параллельными гранями полок по ГОСТ 26020-83
.
Марка стали С255
. Расчетное сопротивление марки стали R y
(по пределу текучести) принимаем по СНиПу II-23-81*: R y
= 240 Мпа
.
Сечение балок назначаем из условия прочности:
σ
= M max
· γ
n
/ C 1
· W n,min
£
R y
· γ
c
,
(3.1.1)
где М
max
– максимальный расчетный изгибающий момент в балке;
W n
,
min
– момент сопротивления сечения балки, т.е. требуемый W
тр
;
γ с
– коэффициент условия работы балки, γ
c
=
1 (СНиП II-23-81*);
γ
n
– коэффициент надёжности, γ
n
=0.95;
С 1
– коэффициент, принимаем равный С 1
= С
= 1.12 (СНиП II-23-81*).
Из условия прочности (3.1.1) находим требуемый момент сопротивления:
W
тр
= М
max
· γ
n
/
C
1
· R y
· γ c
, (3.1.2)
W
тр
=154.793·10 3
·0.95 / 1.12·240·10 6
·1 = 547.073 см³.
Зная W
тр
= 547.073 см³,
подбираем по сортаменту СТО АСЧМ 20-93 Б, ближайший номер профиля с избытком, W x
>
W
тр
и выписываем из сортамента для него геометрические характеристики:
I y
= 11095 см 4
; I z
= 791.4 см 4
;
S y
= 358.1 м³
;
I t
= 13.523 см
4
;
σ =
M max
· γ
n
/
C
1
· W y
£
R y
· γ
c
,
(3.1.3)
σ =
154.793·10³·0.95 / 641.3·10 -6
·1.09 = 210.4 МПа
.
σ =
210.4 МПа
< R y
· γ
c
= 240 МП
a
,
τ = Q
max
· γ
n
/ h
w
· t
w
(3.1.4)
τ
=
99.867·10³·0.95 / 6·10 -3
·328·10 -3
=
48.21 МПа.
Проверку деформативности балок производим от действия нормативных нагрузок и при равномерно распределенной нагрузке используем формулу:
ƒ/l = 5
· g
н
· l 3
/384
· E
· I y
£
[ƒ/l],
(3.1.5)
где l
- пролет балки, равный l
= 6.2 м
;
g
н
= (p
н
+ q
н
)
· a
= 27.064 кН
/
м
;
[ƒ/
l
]
- нормируемый относительный прогиб балки,
принимаем по СНиПу II-23-81*: [ƒ/
l
]
= 1/200.556.
ƒ/ l
= 5·27.064·10 3
·6.2 3
/384·2.06•10 6
·11095·10 -6
= 6.375·10 -3
.
ƒ/ l
=
6.375·10 -3
<
[ƒ/
l
]=
4.986·10 -3
,
проверка деформативности выполняется.
Проверка общей устойчивости балок производится по формуле:
σ =
M max
· γ
n
/
φ b
· W y
£
R y
· γ
c
, (3.1.6)
W y
– принятый момент сопротивления балки;
γ с
= 0.95 при проверке устойчивости;
φ
b
– коэффициент, определяемый по СНиПу II-23-81*.
Определяем φ
b
, находим по формулe:
φ
1
=
ψ
· I z
/I y
· (h/l ef
)²
· E/R y
(3.1.7)
ψ
– коэффициент, определяем по формуле:
α = 1.54
· I
t
/
I
z
· (l ef
/h)²
(3.1.9)
α
= 1.54·13.523/791.4·(6.2/0.346) 2
= 8.449;
φ
1
= 2.276·791.4/11095·(0.346/6.2) 2
·2.06·10 5
/240 = 0.434;
σ
= 154.793·10 3
·0.95/641.3·10 -6
·0.434 = 528.4 МПа
;
Проверка общей устойчивости не выполняется. В связи с тем, что настил ж/б устойчивость обеспечится.
F
=2
· R
в.б.
· α
=
2·99.867·1.05 = 209.721 кН
;
V A
= V B
=
30.6· F / L
= 30.6·209.721 / 10.2 = 629.763 кН
;
M max
=
5.1· V A
- 7.65· F
= 5.1·629.163 – 7.65·209.721 = 1604.366 кНм
;
3.2.2 Компоновка сечения и проверка прочности и общей устойчивости
Главные балки проектируются сварными составного сечения. Тип сечения – симметричный двутавр. Компоновка сечения начинается с назначения высоты балки '
h
'
. В нашем случае высота балки назначается исходя из двух критериев:
Исходя, из условия минимального расхода стали, высота балки определяется при h
≤ 1.3 по формуле:
h
опт
=
k
· Ö
W
т р
/
t w
, (3.2.1)
где h
– высота балки, определяется в первом приближении как h
≈
0.1• L
,
h
≈
1.02<1.3 м;
к
= 1.15 – для балок постоянного сечения;
W
тр
=
M max
· γ
n
/
R y
· γ c
,
(3.2.2)
W
тр
= 1604.366·10 3
·0.95 / 240·10 6
·1 = 6351 см³,
t w
= [7 + 3
· (
h
,м)]
,
3.2.3)
t w
= 7 + 3·1.02 = 10.06 мм
, округляем кратно 2 мм
: t w
= 12 мм
,
h опт
= 1.15· Ö
6351 / 1.2 = 83.662 c
м
< 1.3 м
.
Из условия обеспечения требуемой жесткости:
h min
= 5
· R y
· γ c
· L
· [
L
/ƒ]
· (
p
н
+
q
н
) / [24
· E
· (
p
+
q
)
· γ
n
]
,
(3.2.4)
где по СНиПу II-23-81*: [
L
/ƒ] =
1/211.667,
h min
= 5·240·10 6
·1·10.2·211.667·15.92 / [24·2.06·10 6
·18.95·0.95] = 47.7 см
.
Из полученных высот h
опт
,
h min
принимаем большую h
=
h
опт
= 83.662 см
, следуя рекомендациям при h
< 1 м
– принимаем h
кратную 5 см
, т.е. h
= 85 см
. Минимально допустимая толщина стенки из условия прочности на срез определяется по формуле:
t w
(
min
)
³
1.5
· Q
расч
· γ
n
/
h ef
· R s
· γ c
,
(3.2.5)
где R s
– расчетное сопротивление стали сдвигу в зависимости от значения R y
:
h ef
– расчетная высота стенки, равная h ef
= 0.97
· h
.
t w
(
min
)
³ 1.5·629.163·10 3
·0.95 / 0.82·139.2·10 6
= 7.86 мм
.
Т.к. t w
(
min
)
> 6 мм
, то согласно сортаменту, толщиной кратной 2 мм
., принимаем толщину стенки t w
= 8 мм
.
h опт
= 1.15· Ö
6351 / 0,8 = 102.465 c
м
> 1 м
округляем кратно 10 см →
h
=
110 см
t w
(
min
)
³ 1.5·629.163·10 3
·0.95 / 1.1·139.2·10 6
= 6.036 мм
> 6 мм →
t w
= 8 мм
.
Для определения значений b f
,
t f
необходимо найти требуемую площадь пояса А
f
по формуле:
A f
= 2
· (
I y
–
I w
)/
h
²
,
(3.2.6)
где I y
– требуемый момент инерции, определяемый по формуле:
I w
– момент инерции стенки сечения, определяемый по формуле:
I w
= 0.8·106.7³/12 = 80980 см 4
,
A f
= 2·(349300 – 80980)/110² = 44.35 см²
.
b f
= (1/3 - 1/5)
· h
,
(3.2.9)
b f
и t f
назначаем с учетом сортамента на листовую сталь, при этом должно выполняться условие:
b f
/t f
< |b f
/t f
|
»
Ö
E/R y
. (3.2.11)
b f
= (1/3 - 1/5)·110 = 289.5 мм
, округляем кратно 20 мм →
b f
= 300 мм
;
t f
= 44.35/30 = 1.49 см
, округляем кратно 2 мм →
t f
= 16 мм
;
A w
=
h ef
· t w
=
106.8·0.8 = 85.14 c
м² ,
I y
= t w
· h ef
3
/12 + 2
· ( b f
· t f
3
/12 + b f
· t f
· (h/2 - t f
/2) 2
)
(3.2.12)
I y
= 0.8·106.8 3
/12 + 2· ( 30· 1.6 3
/12 + 30·1.6·(110/2 – 1.6 /2) 2
)
= 363200 c
м
4
,
W y
= 6604 c
м
³ >
W
тр
= 6351 см
³
S y
= b f
· t f
· h 0
/2 + (h ef
· t w
/2· h ef
/4 )
(3.2.14)
S y
=
30·1.6·108.4/2 + (106.8·0.8/2·106.8/4) = 3742 c
м
³.
Прочность сечения проверяем, исходя, из предположения упругой работы стали:
σ
=
M max
· γ
n
/
W x
£
R y
· γ c
,
(3.2.15)
по СНиПу II-23-81*: R y
= 240 МПа
,
σ = 1604.366·10 3
·0.95/6604·10 -6
= 230.8 МПа<
240 МПа
Проверка по касательным напряжениям:
τ =
Q max
· S y
· γ
n
/
I y
· t w
£
R s
· γ c
(3.2.16)
τ
= 629.163·10 3
·0.95/363200·10 -8
·0.008 = 76.98 МПа
Проверка прочности стенки на совместное действие σ
y
и τ
yz
:
Ö
σ
y
² + 3
· τ
yz
²
£
1.15
· R y
· γ
c
,
(3.2.17)
σ
y
=
M max
· γ
n
· h ef
/ 2
· I y
,
(3.2.18)
σ
y
=
1604.366·10 3
·0.95·1.068 / 2·363200·10 -8
=
224.1 МПа;
τ
yz
=
Q max
· γ
n
/
t w
· h ef
(3.2.19)
τ
yz
=629.163·10 3
·0.95/0.008·1.068 =69.96 МПа;
3.2.3 Изменение сечения главной балки
В однопролетных шарнирно опертых балках целесообразно изменять ее сечение в соответствии с эпюрой изгибающих моментов. Следуя рекомендациям, изменение сечения производим путем уменьшения b f
, оставляя без изменения h
,
t f
,
t w
.
Для этого ширину пояса b f
1
в концевой части балки назначаем равной (0.5 – 0.75)• b f
, принятой для сечения с расчетным моментом М расч
. При этом, соблюдая условия:
b f
1
³
0.1
· h
и
b f
1
³
160 мм
(3.2.20)
b f
1
= (0.5÷0.75) · b f
= 220 мм
,
После назначения b f
1
находим геометрические характеристики I y
1
,
W y
1
,
S y
1
.
I y1
=I w
+2
· I f1
= t w
· h ef
3
/12 + 2
· ( b f1
· t f
3
/12 + b f1
· t f
· (h/2 - t f
/2) 2
)
I y1
=
0.8·106.8 3
/12 + 2·( 22·1.6 3
/12 + 22·1.6·(110/2 – 1.6 /2) 2
) =
292700 c
м
4
;
W y1
= 2
· I y1
/h =
292700·2/110 = 5321.82 c
м
3
;
S y1
= h ef
· t w
/2
· h ef
/4 + b f1
· t f
· h 0
/2 =
106.2·0.8/2·106.2/4 + 22·1.6·108.4/2 = 3092 c
м
3
;
Изгибающий момент, который может быть воспринят измененным сечением, определяется по формуле:
M
1
=
W x
1
· R y
· γ c
,
(3.2.21)
M
1
= 5321.82·10 -6
·240·10 6
·1 = 1224 кНм
.
M
1
-
V A
· x
+ 2
· F
· x
–
713.052 = 0;
1224 – 629.163· x
+ 2·209.721· x
– 713.052 = 0;
Стык поясов в балках относим от сечения с ординатой М 1
в сторону опор на 300 мм
.
x
– 300 = 2.4 – 0.3 = 2.1 м
. Принимаем: x
= 2.1 м
.
Изгибающий момент в полученном сечении, будет равен:
M
расч
= V A
·2,1 - F
·1.25 = 629.163·2,1 – 209.721·1.25 = 1059 кНм
.
В месте изменения сечения балки проводим проверки:
σ
=
M
расч
· γ
n
/
W y
1
£
R y
· γ c
, (3.2.22)
σ
= 1059·10 3
·0.95 / 5231.82·10 -6
= 189 МПа
< 240 МПа
;
τ = Q расч
· S y
1
· γ
n
/
I y
1
· t w
£
R s
· γ c
, (3.2.23)
Q
расч
= V A
-
F
= 629.163 –209.721 = 419.442 кН
,
τ
= 419.442·10 3
·3092·10 -6
·0.95 / 292700·10 -8
·0.008 = 52.62 МПа
< 139.2 МПа
.
3.2.4
Проверка общей устойчивости и деформативности балок
f
/
l
=
M
max
n
· L
/ 9.6·
EI
y
£
[
f
/
L
] =
1/211.667(по СНиПу II-23-81*) (3.2.24)
M
max
n
=
M
max
/
k
, (3.2.25)
где k
= (
p
+
q
) р
/(
p
+
q
) н
, (3.2.26)
M
max
n
=1604.366/1.19 = 1348.21 кНм
;
f
/
l
=
1348.21·10 3
·10.2 / 9.6·2.06·10 5
·10 6
·363200·10 -8
= 2.278·10 -3
< 4.724·10 -3
3.2.5
Проверка местной устойчивости балок
Стенки балок для обеспечения их местной устойчивости следует укреплять поперечными ребрами, поставленными на всю высоту стенки. Ребра жесткости нужны в том случае, если значение условной гибкости стенки:
λ
w
= h ef
/t w
· Ö
R y
/E >
3.2
, (3.2.27)
λ w
= 106.8/0.8· Ö
240/2.06·10 5
= 4.557 > 3.2.
При этом расстояние между поперечными ребрами вдоль балки принимаем, а=
1,7 м
, которое не должно превышать, а
£
2
· h ef
. Поперечные ребра также устанавливаться в местах приложения неподвижных сосредоточенных нагрузок, от вспомогательных балок и на опорах.
b h
³
h ef
/30 + 40мм
, (3.2.28)
после округления до размера кратного 10 мм
, получим b h
= 100 мм
.
t s
³
2
· b h
· Ö
R y
/E
, (3.2.29)
t s
= 2·100· Ö
240/2.06·10 5
= 6.827 мм
,
принимаем по сортаменту t s
= 7 мм.
Расчет на устойчивость стенки проверяем по формуле:
Ö
(
σ
/
σ cr
)² + (
τ
/
τ cr
)²
£
1
, (3.2.30)
σ
cr
=
C cr
· R y
/
λ w
²,
(3.2.31)
σ cr
= 35.5·240·10 6
/ 4.557² = 410.281 МПа
;
τ
cr
= 10.3
· (1 + (0.76/
μ
²))
· R s
/
λ ef
²
,
(3.2.32)
μ
– отношение большей стороны отсека балки к меньшей, т.е.:
λ ef
= (d/t w
)
· Ö
R y
/E
, (3.2.33)
d
– меньшая из сторон отсека балки, т.е. h ef
= 106.8 c
м
;
λ
ef
= (106.8/0.8) ·Ö240/2.06·10 5
= 4.557,
τ
cr
= 10.3·(1 + (0.76/1.59²))·0.58·240·10 6
/4.557² = 89.799 МПа
;
σ = (М
ср
· γ
n
/
I y
)
· y
,
(3.2.34)
τ =
Q
· γ
n
/(
t w
· h ef
),
(3.2.35)
На устойчивость проверим 2-ой отсек:
σ
= (891.314·10 3
·0.95/292700·10 -8
)·0.534 = 154.5 МПа
;
τ =
419.442·10 3
·0.95/(0.008·1.068) = 46.64 МПа
;
Ö
(154.5/410.281)² + (46.64/89.799)² = 0.642 £ 1;
На устойчивость проверим 1-ой отсек:
σ
= (267.395·10 3
·0.95/292700·10 -8
)·0.534 = 46.34 МПа
;
τ =
629.163·10 3
·0.95/(0.008·1.068) = 69.96 МПа
;
Ö
(46.34/410.281)² + (69.96/89.799)² = 0.787 £ 1;
На устойчивость проверим 3-ой отсек:
σ
= (1426.103·10 3
·0.95/363200·10 -8
)·0.534 = 199.2 МПа
;
τ =
209.721·10 3
·0.95/(0.008·1.068) = 23.32 МПа
;
Ö
(199.2/410.281)² + (23.32/89.799)² = 0.551 £ 1;
На устойчивость проверим 4-ой отсек:
σ
= (1604.366·10 3
·0.95/363200·10 -8
)·0.534 = 224.1 МПа
;
τ =
0·10 3
·0.95/(0.008·1.068) = 0 МПа
;
Ö
(224.1/410.281)² + (0/89.799)² = 0.546£ 1;
3.2.6 Расчет поясных швов, опорных частей балок, узлов сопряжений балок
Расчет поясных швов сводится к определению требуемого катета углового сварного шва k f
.
В балках, проектируемых, из одной марки стали, при статической нагрузке требуемый катет шва равен:
k f
³
(
Q
расч
· S f
)/(2
· I y
· β f
· R wf
· γ wf
· γ c
),
(3.2.36)
где S f
– статический момент полки балки;
β
f
= 1.1 – коэффициент, для автоматической сварки стали с R y
до 580 МПа
;
γ wf
= 1 – коэффициент условия работы шва;
R wf
= 180 МПа
– расчетное сопротивление сварного углового шва условному срезу, γ с
= 1.
k f
³ (419.442·10 3
·0.95·3092·10 -6
)/(2·292700·10 -8
·1.1·180·10 6
·1·1) = 1.06 мм
,
Участок стенки составной балки над опорой должен укрепляться опорным ребром жесткости и рассчитываться на продольный изгиб из плоскости как стойка высотой l s
=
h
, нагруженная опорной реакцией V r
.
В расчетное сечение включается, кроме опорных ребер и часть стенки.
Площадь опорного ребра определим из условия смятия торца по формуле:
A s
= b h
· t s
= V r
· γ
n
/R p
, (3.2.37)
R p
= R un
/
γ
m
поСНиПу II-23-81*: R un
=
370 МПа
, γ
m
=
1.025,
A s
= 629.163·10 3
·0.95/368.975·10 6
=
17.05 м
2
t s
= A s
/b
h
=
17.05/22 = 0.758 см
≈ 8 мм
→
t s
= 12 мм
.
Проверка устойчивости опорной стойки относительно оси x
-
x
производится по формуле:
σ
=
V
r
· γ
n
/
φ
· A
£
R
y
· γ
c
,
(3.2.38)
где А
– расчетная площадь стойки, равная:
A = b h
· t s
+ 0.65
· t w
²
· Ö
E/R y
, (3.2.39)
A
= 22·1.2+ 0.65·0.8²· Ö
2.06·10 5
/240 = 39.188 см²
;
φ
– коэффициент продольного изгиба, определяемый по СНиПу II-23-81*, в зависимости от гибкости:
I x
= ( t s
·b h
³)/
12 + (0.65· t w
· Ö
E/R y
· t w
³)/12 =
= (1.2·22³)/12 + (0.65·0.8· Ö
2.06·10 5
/240·0.8³)/12 = 1140 см 4
,
i x
= Ö
1140/39.188 = 5.394 см
, λ
= 110/5.394 = 20.393,
σ =
629.163·10 3
·0.95/0.96·39.188·10 -4
= 158.9 МПа
< 240 МПа
.
Сопряжение вспомогательных балок с главными, по условиям задания рассчитываем для случая примыкания вспомогательной балки к поперечному ребру жесткости главной балки. Сопряжение производим на сварке.
Расчет сопряжения заключается в назначении требуемого катета шва k f
. Длина шва l ω
, определяется высотой стенки вспомогательной балки l ω
=
h ef
–1 см
, где h ef
=
0.85
· h
– высота стенки прокатной балки до закругления. При проектировании ребер главных и вспомогательных балок из одной стали катет шва, равен:
k f
³
V
· γ
n
/(
β f
· l ω
· R y
· γ ωf
· γ c
)
, (3.2.40)
где V
– реакция вспомогательной балки;
k f
³ 99.867·10 3
·0.95/(1.1·0.245·240·10 6
·1·1) = 1.467 мм
.
Определение расчетной сжимающей силы на колонну производим суммированием опорных реакций главных балок:
где k
= 1.03 – 1.05 – коэффициент, учитывающий собственный вес колонны;
N
= 2·(1.03–1.05)·629.163 = 1309 кН
.
Условия опирания колонн на фундаменты и схема связей по колоннам определяется следующими требованиями. Необходимо обеспечить геометрическую неизменяемость сооружения в плоскости и из плоскости главных балок. Из плоскости главных балок геометрическая неизменяемость, как правило, обеспечивается установкой вертикальных связей по колоннам. В плоскости главных балок путем прикрепления их к неподвижным точкам (каркасу здания).
При этом необходимо стремиться к обеспечению равно устойчивости колонн: i x
/
i y
= l ef
,
x
/
l ef
,
y
. Это достигается путем рационального выбора типа сечения и правильной ориентации его в плане сооружения.
Стержень колонны конструируем в виде прокатного швеллера.
Требуемую площадь сечения колонны, определяем по формуле:
A тр
=
N
· γ
n
/2
· φ
· R y
· γ c
,
(4.2.1)
где φ
– коэффициент, на этапе компоновки определяем по предварительно заданной гибкости λ з
, значение которой принимаем по графику [1], рис.7. При N
= 1309 кН
, λ з
= 80, тогда φ
= 0.686.
А тр
= 1309·10 3
·0.95/2·0.686·240·10 6
·1 = 37.77 см²
.
Используя сравнительно постоянную зависимость между радиусом инерции и габаритами сечения, оцениваем ориентировочные размеры швеллера.
l
г =
H
к
+ 0.5 м
= 7.8 + 0.5 = 8.3 м
,
По сортаменту ГОСТ 8240-89 принимаем два швеллера № 30
А 0
= 40.5 см 2
; I x
0
= 5810 см 4
;
Задаваясь гибкостью отдельной ветви относительно собственной оси λ
з
= 35 и шириной планки d
s
= 250 мм
, находим количество планок на колонне:
m
³
l
г
/(λ
1
· i
1
+ d
s
)
– 1
,
(4.2.3)
l
в
= l
г
/(m+1)
–
d
s
,
(4.2.4)
l
в
= 830/(6+1) – 25 = 96.571 см
≈ 94 см
,
λ
x
=
L ef,x
/
i x0
,
(4.2.6)
Для нахождения ширины сечения используют условие равноустойчивости:
λ
x
=
L ef
,
x
=
Ö
λ
y
2
+
λ
1
2
λ
y
=
Ö
λ
x
2
– λ
1
2
,
(4.2.7)
λ
y
= Ö
69.167 2
– 33.099 2
= 60.733,
i
y,
тр
=
L
ef,y
/
λ
y
,
(4.2.8)
Используя известную зависимость между радиусом инерции и габаритом сечений, находят значение:
b
тр
=
i
y
,тр
/ 0.44 ,
(4.2.9)
Принятый размер b
должен обеспечивать необходимый зазор между кромками полок ветвей:
Для обеспечения работы колоны, как безраскосной фермы планки должны обладать достаточной изгибной жесткостью относительно свободной оси х-х. Высота планки:
Длина планки l s
назначается такой, чтобы нахлест на каждую ветвь был не менее 5
t
, где t
- наименьшая толщина соединяемых элементов. Толщину планок назначают в пределах 6…12 мм
. таким образом, чтобы обеспечить ее местную устойчивость:
Принимаем: t s
= 8 мм
; d s
= 180 мм
; l s
= 250 мм
.
4.3 Проверка сечения сквозной колонны
Для принятого сечения определяем фактические геометрические характеристики А,
I x
,
I y
,
i x
,
i y
и проводим проверки.
А =2
· А
0 =2·40.5 = 81 см²;
(4.3.1)
I x
= 2
· I x
0
=2·5810 = 11620 см 4
; (4.3.2)
I y
= 2• [I y0
+ A 0
· (b 1
/2) 2
]
= 2· [327+40.5· (25.96/2) 2
] = 14300 см
4
; (4.3.1)
i y
=
Ö
I y
/A
= Ö
14300/81 = 13.287 см
. (4.3.1)
Проводим проверки прочности гибкости и общей устойчивости стержня колоны.
Проверка общей устойчивостивыполняется по формуле:
N· γ
n
/φ min
·A £ R y
·γ с
, (4.3.6)
где φ
min
– определяется по максимальной величине λ
x
,
λ y
;
1309·10 3
·0.95/0.758·81 = 202.5 МПа
< 240 МПа
.
Проверкавыполняется, тогда автоматически выполняется проверка прочности.
Проверку гибкости колонн, производим по формулам:
λ x
=
L ef
,
x
/
i x
£ |
λ|
,
λ y
=
L ef
,
y
/
i y
£ |
λ|
,
(4.3.7)
где |λ|
- предельная гибкость колонн, определяем по СНиПу II-23-81*:
α =
N
· γ
n
/
R y
· γ c
· A
· φ min
= 1309·10 3
·0.95/240·10 6
·1·81·10 -4
·0.758 = 0.844; (4.3.9)
λ
= 830/12 = 69.17 < 129.36; λ
= 830/13.287 = 62.47 < 129.36,
Расчет планок центрально-жатых колон и их соединений ведут на усилия, возникающие от условной поперечной силы, которую принимают постоянной по всей длине колонны:
Q fic
= 7.15∙10 -6
· (2330
– E/
R y
)
· N
· γ
n
/
φ
; (4.3.10)
Q fic
= 7.15·10 -6
· (2330-2.06∙10 5
/240)·1309·10 3
·0.95/0.758=17.26 кН
,
где φ
– коэффициент продольного изгиба, принимается в плоскости соединительных элементов по λ
ef
. Условная поперечная сила распределяется поровну между планками двух граней:
В каждой планке, как в стойке безраскосной фермы возникает поперечная сила:
F s
= 8.63·10 3
·0.25/0.31 =6.96 кН
,
и изгибающий момент в месте прикрепления к ветвям:
M s
=8.63·10 3
·0.25/2 = 1.09 кНм
,
σ =
M s
· γ
n
/
W s
≤
R y
· γ c
(4.3.14)
σ
= 1.09·10 3
·0.95/48.133·10 -6
= 39.18 МПа
<240 МПа
.
Сварные угловые швы, прикрепляющие планки к ветвям колоны, рассчитываются на совместное действие усилий в планке M s
и F s
по формулам (проверка прочности по металлу):
Ö
σ ω
2
+
τ ω
2
≤
R ωf
· γ ωf
· γ c
(4.3.16)
σ
ω
=1.09·10 3
·0.95/30.24·10 -6
= 34.24 МПа
τ ω
=6.96·10 3
·0.95/10.08·10 -4
= 6.56 МПа
W ω
=
β f
· k f
· l ω
2
/6
(4.3.19)
Ö
34.24 2
+ 6.56 2
= 34.863 ≤ 180 МПа
где β f
- коэффициент проплавления углового шва β f
=0,7мм.
l ω
- расчетная длина сварного шва:
катет шва принимается в пределах 6 мм≤
K f
≤1.2
· t s
Принимаем: K f
= 8 мм
. Стержень колоны должен укрепляться сплошными диафрагмами, располагаемые у концов отправочного элемента и по длине колоны не реже чем через 4 м
. Диафрагмами служат опорные плиты базы и оголовка колоны.
4.4 Конструирование и расчет оголовка колонны
Следуя рекомендациям, располагаем главные балки на колонне сверху с передачей нагрузки на вертикальные консольные ребра.
Расчетными параметрами оголовка являются:
1. габариты консольных ребер: ширина b s
,
высота h s
и толщина t s
;
2. катеты швов крепления ребер к стенке балки k f
1
и опорной плиты k f
2
;
3. толщина стенки стержня колонны в пределах высоты ребер.
Высоту ребер h f
назначаем из условия прочности сварных швов, крепящих ребра к стенке колонны, не менее 0.6
· h
, где h
– высота сечения колонны:
k f
– принимаем по наименьшей толщине свариваемых элементов, но не менее 6 мм
;
å
l ω
,тр
= 1309·10 3
·0.95/0.7·0.008·180·10 6
·1·1 = 123.4 см
,
h s
£ (123.4/4) + 1 = 23.425 см
, h s
³ 0.6·30 = 31.85 см
,
Принятая высота ребра ограничивается величиной:
85
· β f
· k f
= 85·1.1·0.6 = 56.1 см
.
Толщину ребра t s
назначаем из условия среза:
t s
³ 1.5
· Q
· γ
n
/
h s
· R s
· γ c
,
Q =
N/2
, (4.4.2)
t s
³ 1.5·654.5·10 3
·0.95/0.24·139.2·10 6
·1 = 2.1 см
.
b s
= 300 - 2·6.5 = 287 мм
= 28.7 см
.
Принятая толщина и ширина ребра должны удовлетворять условию сопротивления смятию торца под давлением опорного ребра балки и условию обеспечения местной устойчивости. Из условия смятия:
t s
³
N
· γ
n
/
R p
· b см
,
(4.4.3)
где R p
– определяем по СНиПу II-23-81*;
b
см
– расчетная длина площадки смятия: b
см
=
b s
+ 2
· t
,
t s
³ 1309·10 3
·0.95/368.975·10 6
·0.26 = 1.3 см
.
b s
/
t s
£ 0.5
· Ö
E/
R y
, (4.4.4)
28.7/2.2 = 13.0.5 < 0.5· Ö
2.06·10 5
/240 = 14.65.
Проверяем стенку колонны на прочность по срезу в сечениях, где примыкают консольные ребра:
τ = 1.5
· N
· γ
n
/2
· t w
· h s
,
(4.4.5)
τ = 1.5·1309·10 3
·0.95/4·0.011·0.32 = 132.5 МПа
≤ 139.2 МПа
.
Низ опорных ребер обрамляется горизонтальными поперечными ребрами толщиной 6 мм
, чтобы придать жесткость ребрам, поддерживающим опорную плиту, и укрепить от потери устойчивости стенку стержня колонны.
4.5 Конструирование и расчет базы колонны
Конструкция базы должна обеспечивать равномерную передачу нагрузки от колонны на фундамент, а также простоту монтажа колонн. Следуя рекомендациям, принимаем базу с траверсами, служащими для передачи усилия с поясов на опорную плиту.
Расчетными параметрами базы являются размеры опорной плиты. Размеры опорной плиты определяем из условия прочности бетона фундамента в предположении равномерного распределения давления под плитой.
где R
ф
– расчетное сопротивление бетона фундамента:
R ф
=
R пр.б
· ³
ÖА ф
/А пл
,
(4.5.2)
А ф
/А пл
– отношение площади фундамента к площади плиты, предварительно принимаем равным: 1.1 – 1.2;
R
пр. б
– призменная прочность бетона, принимаем в зависимости от класса бетона, для бетона В12.5
: R
пр.б
= 7.5 МПа
;
А пл
= 1309·10 3
·0.95/7.742·10 6
= 1610 см².
Для определения размеров сторон плиты задаемся ее шириной:
B пл
=
b f
+ 2
· t s
+ 2
· c
,
(4.5.3)
t s
– толщина траверсы, принимаем 10 мм
;
c
– ширина свеса, принимаемая 60 – 80 мм
;
Из конструктивных соображений принимаем размеры плиты равными: В пл
= 48 см
, L
пл
= 52 см
. Должно выполняться условие:
Толщину плиты определяем из условия прочности при работе плиты на изгиб, как пластины, нагруженной равномерно распределенной нагрузкой по площади контакта отпором фундамента.
q =
N
· γ
n
/
L пл
· В пл
, (4.5.6)
q
= 1309·10 3
·0.95/0.52·0.48 = 4982 кН/м²
.
Опорную плиту представляем, как систему элементарных пластинок, отличающихся размерами и характером опирания на элементы базы: консольные (тип 1), опертые по двум сторонам (тип 2), опертые по трем сторонам (тип 3), опертые по четырем сторонам (тип 4).
В каждой элементарной пластинке определяем максимальный изгибающий момент, действующий на полоске шириной 1см.
где d
– характерный размер элементарной пластинки;
α
– коэффициент, зависящий от условия опирания и определяется по таблицам Б.Г.Галеркина;
Тип 1
: Для консольной пластинки по аналогии с балкой:
b
1
= (
L
пл–
h
к
)/2
= (52 – 31)/2 = 10.5 см
,
M
= 4982·0.0529·0.278² =20.368 кНм.
Толщину плиты определяем по большему из моментов на отдельных участках:
t пл
³
Ö6
· M max
/
R y
· γ c
,
(4.5.8)
t
пл
³ Ö
6·27.46·10 3
/240·10 6
·1 = 2.6 см
,
Высоту траверсы определяем из условия прикрепления ее к стержню колонны сварными угловыми швами, полагая при этом, что действующее в колонне усилие равномерно распределяется между всеми швами. k f
= 8 мм
.
l
ω
,тр
=
N
· γ
n
/
β f
· k f
· R ωf
· γ ωf
· γ c
,
(4.5.9)
l ω
,тр
= 1309·10 3
·0.95/0.9·0.008·180·10 6
·1·1 = 96 см
,
h m
³ (
l ω
,тр
/4) + 10 мм
, (4.5.10)
Траверсу проверяем на изгиб и на срез, рассматривая ее как однопролетную двух консольную балку с опорами в местах расположения сварных швов и загруженную линейной нагрузкой:
где В m
– ширина грузовой площадки траверсы;
q
1
= 4982·10 3
·0.24 = 1196 кН/м
.
При этом в расчетное сечение включаем только вертикальный лист траверсы толщиной t s
и высотой h m
.
σ = 6
· M max
· γ
n
/
t s
· h m
²
£
R y
· γ c
,
(4.5.12)
τ = 1.5
· Q max
· γ
n
/
t s
· h m
£
R s
· γ c
,
(4.5.13)
где M max
и Q max
– максимальное значение изгибающего момента и поперечной силы в траверсе.
σ
= 6·7.24·10 3
·0.95/0.01·0.25 2
= 66.03 МПа
< 240 МПа
,
τ
= 1.5·179.4·10 3
·0.95/0.01·0.25 = 102.3 МПа
< 139.2 МПа
.
База колонны крепится к фундаменту двумя анкерными болтами, диаметром d
= 24 мм
.
4.6 Подбор сечения связей по колоннам
Связи по колоннам служат для обеспечения геометрической неизменяемости сооружения и для уменьшения расчетной длины колонн. Связи по колоннам включают диагональную связь, образующую совместно с колоннами и распоркой жесткий диск и систему распорок, прикрепляющую соединение колонны к этому жесткому диску. Угол наклона диагоналей к горизонтальной плоскости α
= 35 0
.
Подбор сечения связей производим по предельной гибкости. Расчетная длина распорок и диагональных связей в обеих плоскостях принимается равной их геометрической длине.
При этом распорки связи считаются сжатыми, а элементы диагональных связей растянутыми.
Требуемый радиус инерции сечения стержня:
где |λ|
- предельная гибкость элементов, принимаем по СНиПу II-23-81*,
|
λ
|
= 400 – для растянутых элементов, |
λ
|
= 200 – для сжатых элементов;
Подбор сечения диагональных связей.
l =
Ö
L² +
l г
²
= Ö
6.2² + 8.3²=10.36 м
,
- требуемый радиус инерции сечения стержня равен:
i
тр
= 10.36/400 = 0.0259 м = 2.59 см
,
- по сортаменту , ГОСТ 8509-93, принимаем размер уголков, a
= 10 мм
: 56 ´ 56 ´ 5
- требуемый радиус инерции сечения стержня:
i
тр
= 6.2/200 = 0.031 м
= 3.1 см
,
- по сортаменту, принимаем размер уголков: 75 ´ 75 ´ 5
1. Методические указания к РГУ по курсу ‘Металлические конструкции’. Новосибирск: НГАСУ, 1998.
2. СНиП II-23-81*. Стальные конструкции / Госстрой России. – М.: ГУП ЦПП, 2003. – 90 С.
3. СНиП 2.01.07-85*. Нагрузки и воздействия. – М.: ФГУП ЦПП, 2007. – 44 с.
4. Металлические конструкции: Общий курс: Учеб. 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. – 760с.: ил.
5. Металические конструкции. В 3 т. Т 1. Элементы конструкций / В.В.Горев, Б.Ю.Уваров, В.В.Филипов и др.; Под ред. В.В.Горева. – 3-е изд., стер. – М.: Высш.шк., 2004. –551 с.: ил.
Название: Проектирование металлической балочной конструкции
Раздел: Рефераты по строительству
Тип: курсовая работа
Добавлен 21:05:56 05 ноября 2010 Похожие работы
Просмотров: 706
Комментариев: 17
Оценило: 3 человек
Средний балл: 5
Оценка: неизвестно Скачать
Собственный вес второстепенных балок:
h s
£ (ål ω
,тр
/4) + 1см, h s
³ 0.6·h,
ål ω,
тр
= N·γ n
/β f
·k f
·R ωf
·γ ωf
·γ c
,
Срочная помощь учащимся в написании различных работ. Бесплатные корректировки! Круглосуточная поддержка! Узнай стоимость твоей работы на сайте 64362.ru
Привет студентам) если возникают трудности с любой работой (от реферата и контрольных до диплома), можете обратиться на FAST-REFERAT.RU , я там обычно заказываю, все качественно и в срок) в любом случае попробуйте, за спрос денег не берут)
Да, но только в случае крайней необходимости.
Курсовая работа: Проектирование металлической балочной конструкции
Реферат На Тему Социальные Проблемы Молодых Семей
Реферат Положение Детей В Римском Праве
Реферат по теме Особенности функционирования малых предприятий
Реферат: Нормативное поведение в группе
Небольшое Сочинение Про Друга
Учебное пособие: Финансовая система
Сочинение: Кутузов и Наполеон в романе Л.Н.Толстого "Война и мир"
Курсовая работа по теме Экономическая сущность регионального бюджета
Реферат: Ограниченность биосферы
Усилители Электрических Сигналов Реферат
Реферат: Market Power In The Deregulation Of Electicity
Реферат по теме О сложностях синхронного перевода
Что Такое Человек Сочинение По Литературе
Реферат по теме Россия и Япония в 21 веке
Дипломная работа по теме Оптимизация автоматизированного участка обработки ступицы ведомого диска сцепления
Реферат: Особенности теле- и радиорекламы
Учебное пособие: Методические указания к написанию курсовой работы для студентов всех форм обучения Специальность
Доклады На Тему Административные Процедуры В Деятельности Органов Внутренних Дел: Понятие, Классификация И Сущность
Реферат: Ящур. Скачать бесплатно и без регистрации
Курсовая работа по теме Биоиндикация качества среды по показателям флуктуирующей асимметрии листа земляники лесной и садовой Fragaria vesca и Fragaria ananassa
Реферат: Аграрная партия России (АПР)
Доклад: Гладиаторы
Курсовая работа: Свобода слова, преси, журналістської діяльності в Білорусі