Рабочая площадка промышленного здания

Реферат

Рабочая площадка промышленного здания 1

Разрез 1 — 1

Рабочая площадка промышленного здания 2

3. Сбор нагрузок на 1 м2 настила

Таблица 1

Нагрузка на 1 м 2 настила

Нагрузка на м настила 1

4. Расчет балки настила Б1

4.1 Расчетная схема

Нагрузка на м настила 2

4.2 Сбор нагрузок

Нагрузка на 1 погонный метр балки:

1. Нормативная:

Нагрузка от собственного веса 1 погонного метра балки q с.в = 0,100 т/м.

q н = gн * a + qс.в = 2,60*1,9+0,100 = 5,61 т/м

2. Расчетная:

Коэффициент надежности по нагрузке γ f = 1,05.

q = g* a + q с.в * γf = 3,46*1,9+0,100*1,05 = 6,68 т/м

4.3 Статический расчет

Максимальный расчетный изгибающий момент (в середине пролета)

М max = q * l2 / 8 =6,68 *5,72 / 8 = 27,13 т*м

Максимальный нормативный изгибающий момент

М нmax = Мmax * qн / q = 27,13*5,61/6,68 = 30,0 т*м

Максимальная расчетная поперечная сила (на опоре)

Q max = R = q * l / 2 = 6,68*5,7/2 = 19,04 т

4.4 Выбор материала

По таблице 50* СниП II – 23 – 81* для балок перекрытий, работающих при статических нагрузках, при отсутствии сварных соединений в условиях климатического района II 5 выбираем сталь марки С245 (ГОСТ 27772 — 88).

Толщина полки двутавра ориентировочно t f = 2– 20 мм.

По таблице 51* СниП II – 23 – 81* для стали марки С245 при t f = 2 – 20 мм расчетное сопротивление по пределу текучести Ry = 2450 кг/см2 .

4.5 Подбор сечения

Требуемый момент сопротивления

W xтр = Mmax / (Ryc *c1 )

Коэффициент условий работы (таблица 6* СНиП II – 23 – 81*) γ c = 1,0.

Коэффициент, учитывающий развитие пластических деформаций, с 1 = с (так как в месте действия Mmax и в непосредственной близости от него т < 0,5*Rs ).

4 стр., 1874 слов

Балка перекрытия

... опорах, если она нагружена рав­номерной нагрузкой (рис. 18.3, а). Расчетный прогиб f=5ql 4 /(384EI), (18.1) где EI — жесткость балки. Для рассматриваемой балки расчетный момент M = ql 2 /8. (18.2) ... об­щем случае h =ψ[σ ]p l 2 /(Ef max ). (18.7) Коэффициенты ψ для балок из низкоуглеродистых сталей приведе­ны в табл. 18.1. Т а б л ...

Отношение площадей сечений полки и стенки ориентировочно A f / Aw = 0,75 => с1 = с = 1,095 (таблица 66 СНиП II – 23 – 81*).

W xтр = 27,1*105 / (2450*1,0*1,095) = 1011,3 см3

Из условия W x ≥ Wxтр = 1011 см3 принимаем двутавр  40Б3 с параллельными гранями полок по ТУ 14–2–24-72 с моментом сопротивления Wx = 1020 см3 >Wxтр = 1011 см3 .

4.6 Геометрические характеристики сечения

Нагрузка на м настила 3 h = 402,4 мм;

  • b = 165,6 мм;

t w = 7,4 мм;

t f = 13,1 мм;

  • r = 16 мм;

A = 73,4 см 2 ;

  • Масса 1 м длины = 57,6 кг;

I x = 20480 см4 ;

W x = 1020 см.

Высота стенки h w = h – 2*tf = 402,4-2*13,1 = 376,4 мм;

Расчетная высота стенки h еf = hw – 2*r = 376,4-2*16 = 344,4 мм.

Условная гибкость

Λ w = Λw * √ Ry / E

Λ w = hеf / tw = 344,4/7,4 = 46,54

Λ w = 46,54*√ 2450 / (2,1*106 ) = 1,59 < 2,2

A f = tf * b = 1,31*165,6 = 21,7 см2

A w = hw * tw = 37,64*0,74 = 27,85 см2

A f / Aw =21,7 / 27,85 = 0,78

4.7 Проверка принятого сечения

1. По прочности (I группа предельных состояний)

Условное нормальное напряжение при упругой работе балки (в пролете) W ey = c1 * Wx

c 1 = c = 1 + (1 – ξ2 ) / (2 + 12* Af / Aw ) = 1+(1-0,22 )/(2+12*0,78) = 1,085

Минимальная относительная высота упругой зоны, соответствующая максимальной остаточной деформации, допускаемой нормами СНиП II – 23 – 81* ξ = 2*d / h = 0,2.

σ = M max / (c1 * Wx ) = 27,1*105 / (1,085*1020) = 2448 кг/см2 <Ry * γc = 2450 кг/см2прочность обеспечена.

Недонапряжение (2450-2448) / 2450 *100% = 0,08%.

а) Разница между весом 1 м балки (57,6 кг) и его значением, принятым предварительно, составляет 0,87% от полной нагрузки q на балку ((100-57,6) /4850 *100% = 0,87%), поэтому уточнения величины q не производим.

б) Так как недонапряжение составляет 0,1%< 5%, значит проверка двутавра с меньшей площадью не требуется.

Таким образом, окончательно принимаем двутавр  45Б3 по ТУ 14–2–24-72.

в) Так как недонапряжение 0.1% < (с1 – 1)*100% = (1,09-1)*100% = 9%, то балка работает в упругопластической стадии.

19 стр., 9402 слов

Балки подкрановые стальные для мостовых электрических кранов ...

... курсового проекта. 1. Основные размеры Балка подкрановая должна изготовляться пролетом 6 м (5,5 м). Балки, ... контрольной сборке; д) предварительном напряжении конструкций; е) подготовке поверхностей ... контроля Конструкции 1. Систематическая проверка выполнения заданного технологического ... и 11992 4,0 5,0 Высота балок (расстояние между наружной ... должны приниматься по СНиП II-В.3-72 и СНиП II-28-73. 2. ...

Относительная высота упругого ядра ξ Ф < 1

Максимальное нормальное напряжение (в середине пролета)

Касательное напряжение на опоре при этажном сопряжении

т = Q max / Aw = 19.04*103 / 27.85 = 684 кг/см2 < Rs * γc = 0,58 * Ry * γc = 0,58*2450 = 1420 кг/см2

Касательное напряжение при сопряжении в одном уровне

т = Q max / (0,8*Aw ) = 19*103 / (0,8*27.85) = 855 кг/см2 < Rs * γc = 1420 кг/см2

Коэффициент, учитывающий ослабление болтами при сопряжении балок в одном уровне, 0,8.

2. Местная устойчивость

Так как Λ w = 1,59 < 2,2, местную устойчивость проверять не будем.

3. Общая устойчивость (I группа предельных состояний)

Обеспечена настилом, так как имеются соответствующие конструктивные элементы, связывающие настил с балкой.

4. По деформативности при нормальных условиях эксплуатации (II группа предельных состояний)

[ f / l ] = 1/250 (по таблице 40 СНиП II – 23 – 81*).

f / l = M нmax * l / (10 * E * Ix ) = 22.8*105 *570 / (10*2,1*106 *20480) = 1/331 < [ f / l ] = 1/250

5. Расчет главной балки Б2

5.1 Расчетная схема

Нагрузка на м настила 4

5.2 Сбор нагрузок

Р = Р’ * 1,02 = q * l *1,02 = 6.68*5.7*1,02 = 38.8 т

Где коэффициент 1,02 учитывает собственный вес балки.

5.3 Статический расчет

При симметричной нагрузке:

R A = RB = ∑P / 2 = 6*P / 2 = 6*38.8/2 =116.4 т

М x=а = (RA – 0,5*Р) * а’ = (116,4-0,5*38,8)*1,8 = 184 т*м

М x=2*а = (RA – 0,5*Р) * (a’+ а) – Р*а = (116,4-0,5*38,8)*(1.8+1,9)-38,8*1,9 = 295 т*м

М x=3*а = (RA – 0,5*Р) * (a’+2 * а) – Р*2*а — Р*а = (116,4-0,5*38,8)*(1.8+2*1,9)-38,8*2*1,9-38,8*1,9 = 332 т*м

Q max = RA – 0,5*Р = 116,4 – 0,5*38,8 = 97 т

Проверка величины М max :

При распределенной нагрузке q Б2 = g * (l1 + l2 ) / 2*1,04 = (3,46*(5,7+5,7) / 2)*1,04 = 20,5т/м

Коэффициент, учитывающий собственный вес балки 1,04.

М max ‘ = qБ2 * L12 / 8 = 20,8*11,22 / 8 = 331 т*м = Мmax = 332 т*м

5.4 Выбор материала

По таблице 50* СниП II – 23 – 81* для балок перекрытий, работающих при статических нагрузках, при отсутствии сварных соединений в условиях климатического района II 5 выбираем сталь марки С235 (ГОСТ 27772 — 88).

Толщина полки двутавра ориентировочно t f = 2 – 20 мм.

По таблице 51* СниП II – 23 – 81* для стали марки С235 при t f = 2 – 20 мм расчетное сопротивление материала пояса по пределу текучести Ry = 2350 кг/см2 .

3 стр., 1219 слов

Перекрытия по деревянным балкам

... балок через 500-700 мм. Деревянные балки перекрытий Несущими элементами балочных перекрытий являются деревянные балки прямоугольного сечения высотой 140-240 мм и толщиной 50-160 мм, уложенные через 0,6; 0,8; 1 м. Сечение деревянных балок перекрытий ... Для усиления несущей способности перекрытия может быть использована перекрестная схема установки силовых балок. При применении такой схемы перекрытие ...

5.5 Подбор основного сечения

Расчет ведем без учета пластических деформаций.

1. Требуемый момент сопротивления сечения

W xтр = Mmax / (Ryc ) = 332*105 /(2350*1,0) = 13830 см3

2. Условная гибкость

Λ w = Λw * √ Ry / E

Гибкость стенки примем Λ w = hеf / tw = hw / tw = 130

Λ w = 130*√ 2350 / (2,1*106 ) = 4,35

3. Оптимальная высота балки

h опт ‘ = 3 √ 1,5 * Wxтр * Λw = 3 √ 1,5*13830*130 = 139,2 cм

Для балки переменного сечения оптимальная высота

h опт ≈ 0,95 * hопт ‘ = 0,95*139,2 = 132,2 см

Минимальная высота балки

h min = L1 * Ry / (107 * [f / l]) * qн / q = 11200*2350 / (107 * 1/400)*5,61 /6,68 = 88,4 см

[ f / l ] = 1/400 (по таблице 40 СНиП II – 23 – 81*).

Максимальная строительная высота перекрытия

h стр,mах = dн – dб,min = 8,4-6,6 = 1,8 м

Максимальная высота при этажном сопряжении главных балок и балок настила

h mахэтажн = hстр,mах – (tст + tпл + hБ1 ) = 180-(2,5+10+40,3) = 127,2 см

h mаходн ур = hmахэтажн + hб1 = 127,2 +40,3 = 167,5см

Так как h mахэтажн = 127,2 см < hопт = 132,2 см, то этажное сопряжение не подходит.

Принимаем h б = hопт = 132,2 см

Условие h min = 88,4 см < hб = 132,2 см < hmаходн.ур = 167,5 см выполнено.

Высота стенки h w ≈ 0,98 * hб = 0,98*132,2 = 130 см

Нагрузка на м настила 5

4. Толщина стенки с учетом принятой гибкости

t w = hw / Λw = 130/130 = 1 cм

По условиям коррозионной стойкости t w =1 cм > tw = 0,6 см → условие выполнено.

По условию прочности в опорном сечении при работе на сдвиг

t w =1 cм > tw = 3/2 * Qmax / (hw *Rs ) = 3/2*97*103 / (130*1360) = 0,82 см → условие выполнено.

R s = 0,58 * Ry = 0,58*2350 = 1360 кг/см2

Так как h w = 1300 мм >1050 мм, то принимаем стенку из толстолистовой стали толщиной tw =10 мм.

Площадь сечения стенки

A w = hw * tw = 130*1 = 130 см2

5. Требуемая площадь пояса

5 стр., 2168 слов

Анализ условий работы первичного газового холодильника

... первичном газовом холодильнике основной процесс – охлаждение коксового газа до заданной температуры, здесь наблюдается процесс теплопроводности. Уравнение теплопроводности для установившегося теплового потока через цилиндрическую однослойную стенку ... Это приводит к ухудшению условий теплопередачи – нарушению ... сечение [2], к двум вертикальным стенкам которого развальцовкой закреплены трубы 3. Стенки ...

A fтр = Wxтр / hw — hw * tw / 6 = 13830/130 – 130*1/6 = 84,7 см2

Проверка сечения:

A f,minтр = 0,5 *( Aminтр — Aw ) = 0,5*(298,1-130) = 84,5 см2

A minтр = 3 * Wxтр / hопт ‘ = 3*15932/145,9 = 327,6 см2

По ГОСТ 82 – 70* принимаем сечение с размерами: t f = 20 мм;

Нагрузка на м настила 6

Требования:

а) hw / 5 ≤ bf ≤ hw / 2,5

1300/5 ≤ b f ≤ 1300/2,5

260 мм ≤ b f = 450 мм ≤ 520 мм → условие выполнено.

б) При изменении сечения по ширине

b f ≥ 300 мм

b f = 450 мм ≥ 300 мм → условие выполнено.

При изменении сечения по толщине

b f ≥ 180 мм

b f = 450 мм ≥ 180 мм → условие выполнено.

в) При изменении сечения по ширине

b f ≤ 30 * √ 2100 / Ry * tf

b f = 450 мм ≤ 30 * √ 2100 / 2350 * 20 = 567 мм → условие выполнено.

г) tf ≤ 3 * tw

t f = 20 мм ≤ 3 * 10 = 30 мм → условие выполнено.

д) tf = 20 мм → условие выполнено.

Окончательные размеры основного сечения:

стенка Aw = hw * tw = 130*1 = 130 см2 ;

пояс Af = tf * bf = 2,0 * 45 = 90,0 см2 > Afтр = 84,7 см2

6. Геометрические характеристики основного сечения

h б = hw + 2 * tf = 130+2*2,0 = 134 см;

A f = 90 см2 ;

A w = 130 см2 ;

А = 2 * A f + Aw = 2*96+148,5 = 310 см2 ;

A f / Aw = 90 / 130 = 0,692;

Λ w = hw / tw * √ Ry / E = 130 / 1*√2350 / (2,1*106 ) = 4,35

Момент инерции стенки

I w = tw * hw3 / 12 = 1*1303 / 12 =183 *103 см4 ;

Момент инерции поясов

2 * I f = 2*Af * z2 = 2*90*662 = 784*103 см4 ;

z = 0,5 * h w + 0,5 * tf = 0,5*130+0,5*2,0 = 66 см

Момент инерции основного сечения

I х = Iw + 2 * If = 183*103 +784*103 = 967 * 103 см4 ;

Момент сопротивления сечения

W x = Ix / (0,5 * hб ) = 967*103 / (0,5*134) = 14430 см3 > Wxтр = 13830 см3 .

15 стр., 7052 слов

Разработка стенда по проверке, испытанию и диагностике генераторов ...

... размеры - 565х750х525 мм. Стенд для диагностики генераторов и стартеров MD1 На рисунке 1.4 представлен стенд для диагностики генераторов и стартеров MD1. Рисунок 1.4-Стенд MD1 Стенд MD1 предназначен для проверки без непосредственной установки ...

5.6 Назначение размеров измененного сечения

Ширина измененного сечения

b f = (0,5 – 0,6) * bf =(0,5 – 0,6) * 450 = 225 – 270 мм

Принимаем b f = 250 мм

Окончательные размеры измененного сечения:

стенка Aw = hw * tw = 130*1 = 130см2 ;

пояс A’ f = tf * bf ‘ = 2,0 * 25 = 50 см2 .

Геометрические характеристики сечения

h б = hw + 2 * tf = 130+2*2,0 = 134 см;

A f ‘ = 50 см2 ;

A w = 130 см2 ;

А’ = 2 * A f ‘ + Aw = 2*50+130 = 230 см2 ;

A f ‘ / Aw = 50 / 130 = 0,385;

Статический момент пояса

S f ‘ = Af ‘ * z = 50*66 = 3300 cм3 ;

Статический момент половины сечения

S 0,5 ‘ = Sf ‘ + S0,5*w = Sf ‘ + 0,5 * 0,25 * tw * hw2 = 3300+0,5*0,25*1*1302 = 5410 cм3 ;

Момент инерции стенки

I w = tw * hw3 / 12 = 1*1303 / 12 = 183 *103 см4 ;

Момент инерции поясов

2 * I’ f = 2*Af * z2 = 2*50*662 = 436 *103 см4 ;

Момент инерции измененного сечения

I х ’= Iw + 2 * I’f = 183*103 +436*103 = 619 * 103 см4 ;

Момент сопротивления измененного сечения

W x = Ix ‘ / (0,5 * hб ) = 619*103 / (0,5*134) = 9240 см3 .

Таблица 2

Геометрические характеристики сечений

Геометрические характеристики сечений 1

Основное сечение Измененное сечение

Геометрические характеристики сечений 2

5.7 Определение места изменения сечения

Предельный изгибающий момент для измененного сечения в месте стыкового шва пояса

Расчетное сопротивление сварного шва сжатию, растяжению и изгибу по пределу текучести для полуавтоматической сварки и физических методов контроля качества шва R wy = Ry = 2350 кг/см2 (по таблице 3 СНиП II – 23 – 81*).

[M] = R wy * Wx ‘ = 2350*9240 = 217*105 кг*см = 217 т*м

По эпюре изгибающих моментов (пункт 5.1) определяем, что сечения с изгибающим моментом М = 235 т*м находятся во II и V отсеках.

Положение сечений с М = 235 кг*м относительно опор А и В

М I = ( RA – 0,5 * P ) * Xлев — P *( Xлев – a) = [M] →

8 стр., 3535 слов

Деформация сдвига. Геометрические характеристики плоских сечений. ...

... (срез). ГЕОМЕТРИЧЕСКИЕ ХАРАКТЕРИСТИКИ ПЛОСКИХ СЕЧЕНИЙ, При деформациях кручения и изгиба, Статические моменты сечения. Центр масс сечения, Статическим моментом сечения , (6) A i . (7) Размерность статических моментов – длина в кубе. Статические моменты могут быть положительными, отрицательными ...

→ X лев = ( [M] – Ра )/ 1,5 * P = (217- 38,8*1,9)/ (1,5*38,8) = 2,46м

Так как нагрузка симметричная, то X лев = Xпр = 2,46 м.

Сечения отстоят от ближайших ребер на

|2,46 – 1,90|= 0,56 м = 56 см > 10 * t w = 10*1 = 10 см → прочность обеспечена.

5.8 Проверки принятых сечений

5.8.1. По I группе предельных состояний

а) Проверка прочности основного сечения по нормальным напряжениям в месте действия максимального момента

σ = M max / ( Wx * γc ) = 332*105 /(14430*1,0) = 2320 кг/см2 < Ry = 2350 кг/см2 → прочность обеспечена

б) Проверка прочности измененного сечения по касательным напряжениям на опоре

τ = 1,5 * Q max / ( tw * hw ) = 1,5*97*103 / (1,0*130) = 1119 кг/см2 < Rs = 1360 кг/см2 → прочность обеспечена.

в) Проверка прочности измененного сечения по приведенным напряжениям в месте изменения сечения

σ = M * 0,5 * h w / Ix ‘ = 217*105 * 0,5*130 / (619*103 ) = 2280 кг/см2

τ = Q x= х лев / ( tw * hw ) = 58,2*103 / (1*130) = 432 кг/см2

σ пр = √ σ2 + 3 *τ2 = √ 22802 +4322 = 2350 кг/см2 < 1,15 * Ry * γc = 1,15*2350*1,0 = 2700 кг/см2 → → прочность обеспечена

г) Проверка общей устойчивости балки

Согласно пункту 5.16 СНиП II – 23 – 81* : l ef = a = 190 см;

b = b f ‘ = 25 см;

t = t f ‘ = 2 см;

  • h = 2* z = 2*66 = 132 см.

Расчетное сопротивление материала R y = 2350 кг/см2 .

l ef / b ≤ ( 0,41 + 0,0032*b / t + ( 0,73 – 0,016 * b / t ) * b / h ) * √ Е / Ry

190/25 = 7,6 < (0,41+0,0032*25/2+(0,73-0,016*25/2)*25/132)*√2,1*10 6 /2350 = 16,4 → общая устойчивость обеспечена

5.8.2. По II группе предельных состояний по деформативности при нормальных условиях эксплуатации

Коэффициент, учитывающий уменьшение жесткости балки вследствие перемены сечения, 0,9.

f / L = 0,1 *M нmax * L / ( 0,9 * E * Ix ) = 0,1 *Mmax * L / ( 0,9 * E * Ix ) * qн / q =

= 0,1*332*10 5 *11.2*102 / (0,9*2,1*106 *967*103 ) * 5.61/6.68 = 1/588 < [ f / l ] = 1/400 → прочность обеспечена

5.9 Проверки местной устойчивости

5.9.1. Проверка местной устойчивости пояса

b ef / tf ≤ 0,5 * √ E / Ry

Величина неокаймленного свеса

b ef = 0,5*(45-1) = 22 см

22 / 2,0 = 11 < 0,5*√ 2,1*10 6 / 2350 = 14,9 → устойчивость пояса обеспечена

5.9.2. Проверка местной устойчивости стенки

а) Расстановка ребер жесткости

Предусматриваем парные поперечные (вертикальные) ребра в местах опирания балок настила и на опорах.

6 стр., 2535 слов

Лабораторная работа: Изучение и проверка способов измерения давления, ...

... манометра, приведенного на рисунке 1.1, можно проводить проверку тем или иным способом. Для отчета показаний используют два метода. При первом методе размер созданного давления устанавливают по образцовому прибору, и ... а потом после постукивания по корпусу манометра. Показания до и после постукивания и их разницу заносят в таблицу результатов проверки. При сборе показаний необходимо, чтобы линия ...

Так как λ w = 4,35 > 3,2 , то согласно пункту 7.10 СНиП II – 23 – 81*, расстояние между ребрами

а = 190 (180) см < 2 * h ef = 2*130 = 260 см → условие выполнено.

б) Определение размеров промежуточных ребер по СНиП II – 23 – 81*

Требуемая ширина

b hтр = hef /30 + 40 = 1300/30+40 = 83.3 мм

Принимаем b h =90 мм > bhтр =83.3 мм

Требуемая толщина ребра

t sтр = 2 * bh * √ Ry / E = 2*90*√ 2350 / (2,1*106 ) = 6,02 мм

Тогда b h х ts = 90 х 7 мм

Так как принято сопряжение на одном уровне, то размеры ребра : b h = 110 мм;

t s = 10 мм.

Принимаем b h х ts = 110 х 10 мм.

в) Проверка местной устойчивости стенки

Так как λ w = 4,35 > 3,5, то проверяем местную устойчивость.

1. Проверка устойчивости стенки в I отсеке

При а/ h ef =190(180)/130=1.46(1,38)>1 расчётная длина lротс = hef =130см

Так как во I отсеке сечение балки не меняется, то вычисляем изгибающий момент М и поперечную силу Q на расстоянии Х 1 = а – hw / 2 = 1,8 – 0,5*1,30 = 1,15м.

Поперечная сила

Q х = = 97 т

Изгибающий момент

М х =1,15 = ( RA – P / 2 ) * Х1 = Qmax * x1 = 97*1,15 = 111,5 тм

Нормальное напряжение

σ = M х =1,15 * 0,5 * hw / Ix ‘ = 111,5*105 * 0,5*130 / (619*103 ) = 1171 кг/см2

Касательное напряжение

τ = Q x= 1,155 / ( tw * hw ) = 97*103 / (1,1*130) = 746 кг/см2

Нормальное критическое напряжение для I отсека

C cr = 30,0 (по таблице 21 СНиП II – 23 – 81*).

σ cr = Ccr *Ry / λw2 = 30,0*2350 / 4,352 = 3730 кг/см2

Касательное критическое напряжение для I отсека

Отношение большей стороны отсека к меньшей μ = a / h w = 180/130 = 1,38.

Меньшая из сторон отсека d = h w =130 см.

λ ef = d / tw * √ Ry / E = 130/1*√2350/(2,1*106 ) = 4,35

τ сr = 10,3 * ( 1 + 0,76 / μ2 ) * Rs / λef2 = 10,3*(1+0,76 / 1,382 )*1360 / 4,352 = 1035 кг/см2

Проверка устойчивости

√ ( σ / σ cr )2 + ( τ / τcr )2 = √ ( 1171 / 3730)2 + ( 746 /1035 )2 = 0,786 < γс = 1 → местная устойчивость в I отсеке обеспечена.

2. Проверка устойчивости стенки во II отсеке

Во II отсеке балка меняет сечение. В месте изменения сечения максимальное нормальное напряжение в стенке.

14 стр., 6801 слов

Расчет деревянной трехшарнирной арки

... заносятся в таблицу. Усилия в сечениях арки приведены в таблице. Расчётные сечения Мпост ... нагрузка-23 кгс/м2). Несущими конструкциями являются стрельчатые арки пролётом 18 м., расположенные ... арку приведены в таблице: Собственный вес арки рассчитывается: Суммарная расчётная нагрузка на 1 м² арки: 4.СТАТИЧЕСКИЙ РАСЧЁТ АРКИ ... сечения Расчётная ширина фанерных обшивок принимается согласно П. 4 25 гл. СНиП ...

σ = M х =2,47 * 0,5 * hw / Ix ‘ = 2044 кг/см2

τ = Q х=2,47 / ( tw * hw ) = 448 кг/см2

Так как рассчитываемый отсек имеет те же размеры, что и отсек I, кроме длины, не влияющей на расчет, считаем, что критические напряжения имеют те же значения, тогда:

√ ( 2044 / 3730) 2 + ( 448 / 1035 )2 = 0,55 < γс = 1

3. Проверка устойчивости стенки в III отсеке

Устойчивость обеспечена, так как касательное напряжение t меньше.

5.10 Расчет поясных швов

Геометрические характеристики сечений 3

1 – 1 – сечение по металлу шва;

2 – 2 – сечение по металлу границы сплавления.

1. Расчет по металлу шва.

Катет шва

Согласно пункту 12.8 СНиП II – 23 – 81* катет шва K f ≤ 1,2 * tw = 1,2*1 = 1,2 см.

По таблице 38* СНиП II – 23 – 81* для автоматической сварки при 17 мм < t f = 20 мм < 22мм катет шва Kf ≥ 6 мм.

Принимаем минимально возможное значение K f = 6 мм.

По таблице 34* СНиП II – 23 – 81* принимаем автоматическую сварку в «лодочку» при диаметре проволоки d = 1,4 – 2 мм для катета шва K f = 6 мм.

Коэффициенты, учитывающие форму поперечного сечения шва β f = 0,9;

β z = 1,05.

Коэффициенты условий работы шва γ wf = γwz = 1,0 (пункт 11.2 СНиП II – 23 – 81*).

По таблице 55* СНиП II – 23 – 81* для района II 5 , 2-ой группы конструкций и стали С235 принимаем материалы дла сварки: флюс – АН – 348 – А ( по ГОСТ 9087 – 81*);

  • сварочная проволока СВ – 08А ( по ГОСТ 2248 – 70*).

Расчетное сопротивление углового шва срезу по металлу шва

Нормативное сопротивление металла шва по временному сопротивлению R wun = 4200 кг/см2 ( по таблице 4* СНиП II – 23 – 81*).

Коэффициент надежности по металлу шва γ wm = 1,25 ( по таблице 3*, примечание 3, СНиПII–23–81*).

R wf = 0,55 * Rwun / γwm = 0,55*4200/1,25 = 1850 кг/см2

Расчетное сопротивление по металлу границы сплавления

Временное сопротивление стали разрыву R un = 3600 кг/см2 (по таблице 51* СНиП II – 23 – 81*).

R wz = 0,45 * Run = 0,45*3600 = 1620 кг/см2

Условие (*)

1,0 ≤ R wf / Rwz ≤ βz / βf (*)

1,0 < 1848/1620 = 1,14 < 1,05/0,9 = 1,17 → условие выполнено.

Так как условие выполнено, то материал для сварки подобран правильно.

Проверка прочности по металлу шва

Сдвигающее усилие на единицу длины:

T = Q max * Sf ‘ / Ix ‘ = 97*103 * 3300 / (619*103 ) = 517 кг.

τ f = T / (2 * βf * Kf ) = 517 / (2*0,9*0,6) = 478 кг/см2 < Rwf * γwf * γc = 1850*1,0*1,0 = 1850 кг/см2 → прочность по металлу шва обеспечена.

2. Расчет по металлу границы сплавления.

Так как условие (*) выполнено, и прочность по металлу шва обеспечена, то при γ wf = γwz = 1,0 расчет прочности по металлу границы сплавления даст заведомо положительный результат.

5.11 Расчет опорных ребер

5.11.1. Конструкция ребер на опорах А и Б.

Геометрические характеристики сечений 4

5.11.2. Определение размеров опорных ребер из условия прочности на смятие.

Требуемая ширина ребра на опоре по оси А

b ртр = (bf ‘ – tw ) / 2 = (25-10) / 2 = 12 см = 120 мм

Принимаем b р = 120 мм.

Длина площадки смятия ребра

b 1 = 1 / 2 *(bf ‘ – 2 *2,0 — tw ) = 1/2 *(25-2*2,0-1,0) = 10 см

Требуемая толщина ребра по оси А из условия прочности на смятие

Коэффициент надежности по материалу γ m = 1,025 (по таблице 2* СНиП II – 23 – 81*).

Расчетное сопротивление смятию торцевой поверхности при наличии пригонки

R p = Run / γm = 3600/1,025 = 3512,2 кг/см2 .

t pтр = RA / (Rp * 2 * b1 ) = 116*103 / (3512,2*2*10) = 1,58 см

По ГОСТ 82 – 70* принимаем t p = 1,6 см > tpтр = 1,58 см.

Для ребра по оси Б назначаем такую же толщину t p = 1,6 см, а ширину bр = bf ‘ = 25 см, тогда площадь смятия для этого ребра будет больше, чем по оси А, и прочность на смятие заведомо обеспечена.

5.11.3. Расчет опорных ребер на устойчивость в плоскости, перпендикулярной стенке.

S = 0,65 * t w * √ E / Ry = 0,65*1,0*√2,1*106 /2350 = 19,4 см

Так как расчетное сечение по оси Б имеет меньшую площадь, то проверяем устойчивость ребра по оси Б.

A = S * t w + bf ‘ * tp = 19,4*1,0+25*1,6 = 59,4 см2

I x = tp * (bf ‘)3 /12 = 1,6*253 / 12 = 2083 см4

i x = √ Ix / A = √ 2083 / 59,4 = 5,92 см

λ x = hw / ix = 130/5,92 = 22

φ ≈ 0,956 (по таблице 72* СНиП II – 23 – 81*)

σ = R Б / (φ * А) = 116*103 / (0,956*59,4) = 1960 кг/см2 < Ry = 2350 кг/см2 → устойчивость опорных ребер обеспечена.

5.11.4. Расчет сварного шва, соединяющего спарное ребро по оси Б со стенкой.

По таблице 34* СНиП II – 23 – 81* принимаем полуавтоматическую сварку в углекислом газе проволокой диаметром d < 1,4 мм при нижнем положении шва.

Коэффициенты, учитывающие форму поперечного сечения шва β f = 0,7;

β z = 1,0.

Коэффициенты условий работы шва γ wf = γwz = 1,0 (пункт 11.2 СНиП II – 23 – 81*).

По таблице 55* СНиП II – 23 – 81* для района II 5 , 2-ой группы конструкций и стали С235 принимаем сварочную проволоку СВ – 08Г2С ( по ГОСТ 2246 – 70*).

Расчетное сопротивление углового шва срезу по металла шва

Нормативное сопротивление металла шва по временному сопротивлению R wun = 5000 кг/см2 (по таблице 4* СНиП II – 23 – 81*).

Коэффициент надежности по металлу шва γ wm = 1,25 ( по таблице 3*, примечание 3 , СНиП II – 23 –81*).

R wf = 0,55 * Rwun / γwm = 0,55*5000/1,25 = 2200 кг/см2

Расчетное сопротивление по металлу границы сплавления

R wz = 0,45 * Run = 0,45*3600 = 1620 кг/см2

Условие (*)

1,0 ≤ R wf / Rwz ≤ βz / βf

1,0 < 2200/1620 = 1,36 < 1,0/0,7 = 1,43 → условие выполнено.

Требуемая высота катета шва

K fтр = √ RБ / (2 * 85 * βf2 * Rwf ) = √ (116 *103 ) / (2*85*0,72 *2200) = 0,775 см

Принимаем K f = 0,8 см > Kfтр = 0,775 см.

При t p = 16 мм Kf = 0,8 см > Kf,min = 0,5 см и Kf = 0,8 см < Kf,mах = 1,2 * tw = 1,2*1 = 1,2 см → условие выполнено.

5.12 Расчет монтажного стыка на высокопрочных болтах

5.12.1. Предварительная разработка конструкции.

Предварительно принимаем диаметр высокопрочных болтов d b = 20 мм.

Площадь сечения нетто болта A bn = 2,45 см2 .

Диаметр отверстия

d = d b + 3 = 20+3 = 23 мм.

Из конструктивных соображений принимаем толщину накладки для стенки t н = tw =1,0 см.

Зазор между отправочными марками в стыке 10 мм.

Число вертикальных рядов в стенке по одну сторону от стыка n = 2.

Минимальное расстояние между рядами

2,5 * d = 2,5*23 = 57,5 мм ≈ 60 мм.

Расстояние от края стенки или накладки до ближайшего ряда

1,3 * d = 1,3*23 = 29,9 мм ≈ 30 мм.

Шаг болтов по вертикали

/ 4 + 6 / * d = /4 + 6/*23 = 92 + 138 мм.

Шаг болтов принимаем 100 мм.

Расстояние между крайним болтом в вертикальном ряду и внутренней гранью пояса

60 мм < с = 100 < 120 мм.

Толщина накладок в поясе > 0,5 * t f = 0,5*2,0 = 1,2 см.

Расстояние между внутренними накладками d 1 ≥ 40 мм.

Для пояса принимаем четырехрядное расположение болтов.

5.12.2. Определение места стыка.

Момент инерции ослаблений (отверстиями) сечения пояса

I fосл = Afосл * z2 = 4 * d * tf * z2 = 4*2,3*2,0*66,02 = 80,2 * 103 см4

Момент инерции ослаблений сечения стенки

∑ l i2 = l12 + l22 + l32 + l42 + l52 = 102 (12 +32 +52 +72 +92 +112 ) = 28600см2

I wосл = 2 * d * tw * (∑ li / 2)2 = d * tw * ∑ li2 / 2 = 2,3*1*28600 / 2 = 32,9 * 103 см4

Момент инерции ослаблений всего сечения

I осл = 2 * Ifосл +Iwосл = (2*80,2+32,9)*103 = 193 * 103 см4

Момент инерции сечения с учетом ослаблений (нетто)

I n = Ix – Iосл = (967-193)*103 = 774 * 103 см4

Так как I n / Ix = 774 * 103 / (967 * 103 ) = 0,80 < 0,85, то в соответствии с п. 11.14 [I] условный момент инерции сечения нетто

I с = 1,18*In = 1,18*774 * 103 =913*103 см4

Условный момент сопротивления

W c = Ic / (0,5 * hб ) = 913*103 / (0,5*134) = 13630 см3

Предельный изгибающий момент в месте монтажного стыка

[M] = W c * Ry = 13630*2350 = 320 * 105 кг*см = 320 т*м

По эпюре изгибающих моментов определяем, что сечение с изгибающим моментом, равным предельному ([M] = 320 т*м), находится во III и IV отсеках. Принимаем, что стык будет в III отсеке.

Положение стыка

Из уравнения М III для III определим положение стыка Xст

М III = (RA – 0,5*Р) Xст – Р(Xст -а)- Р(Xст -2а) = [М]

2,0Р* X ст –2* Р* Xст +3*Ра = [М]

X ст = ([М]- 3*Р*а)/0,5Р = (320-3*38,8*1,9)/0,5*38,8=5,09 м. Расстояние от ближайшего поперечного ребра жёсткости 0,91 м > 0,5 м. Окончательно принимаем стык на расстоянии Xст = 5,09м.

Внутренние усилия в месте стыка: изгибающий момент М х=5,09 = 320 т*м;

поперечная сила Q х=5,09 = 19,4 т.

5.12.3. Расчет стыка стенки.

Момент, воспринимаемый стенкой

Момент инерции стенки с учетом ослаблений (нетто)

I wn = Iw – Iwосл = (183-32,9)*103 = 150,1 * 103 см4

M w = Мх=5,47 * Iwn / In = 320*150,1*103 / (774*103 ) = 62,0 т*м

Поперечная сила, воспринимаемая стенкой

Q w = Qх=5,09 = 19,4 т.

Усилие, приходящее0ся на крайний болт вертикального ряда от момента M w

N M = Mw * lmax / (n * ∑ li2 ) = 62*105 *110 / (2*28600) = 11920 кг

Усилие, приходящееся на крайний болт вертикального ряда от поперечной силы Q w

Число болтов в вертикальном ряду m = 12 шт.

N Q = Qw / (n * m) = 19,4*103 / 2*12 = 808кг

Суммарное усилие, приходящееся на крайний болт вертикального ряда

N b = √ NM2 + NQ2 = √ 119202 +8082 = 11947 кг = 11,95 т

Предельное усилие многоболтового соединения, приходящееся на один болт

По таблице 61* СНиП II – 23 – 81* для высокопрочных болтов принимаем сталь 40Х «Селект».

Наименьшее временное сопротивление материала болта разрыву R bun = 11000 кг/см2 .

Количество плоскостей трения n тр = 2.

Коэффициент условия работы соединения при количестве болтов ³ 10 γ b = 1,0 (пункт 11.13 СНиП II – 23 – 81*).

Коэффициент трения при газопламенном способе обработки соединяемых поверхностей μ = 0,42 (по таблице 36* СНиП II – 23 – 81*).

Коэффициент условия работы балки в месте стыка на высокопрочных болтах γ с = 1,0 (по таблице 6* СНиП II – 23 – 81*).

Коэффициент надежности при газопламенном способе обработки и регулировании натяжения болтов по моменту закручивания γ h = 1,12 (по таблице 36* СНиП II – 23 – 81*).

[N b ] = 0,7 * Rbun * nтр * γb * Abn * μ * γс * 1/γh = 0,7*11,0*2*1,0*2,45*0,42*1,0*1/1,12 = 14,14т>Nb =11,95т → условие выполнено.

(14,14 – 11,95) / 11,95 *100% =18 % » 20 % → условие выполнено.

5.12.4. Расчет стыка пояса.

а) Определение числа болтов в стыке пояса.

Момент, воспринимаемый поясами

M f = Mx=5,09 – Mw = 320-62 = 258 т*м

Продольное усилие в поясе

N f = Mf / (2 * z) = 258 / (2*0,66) = 196 т

Требуемое число болтов (по одну сторону от стыка)

n bтр = Nf / [Nb ] = 196/14,14 = 13,86 шт.

Принимаем 14 болтов.

б) Проверка прочности накладок.

Пусть толщина накладок в поясе t н = 12 мм > 0,5 * tf = 0,5*20 = 10 мм.

Ширина наружной накладки b н = bf = 450 мм.

Ширина внутренней накладки

b н ‘ ≤ 0,5 * (bf — 40) = 0,5*(450-40) = 205 мм

Принимаем b н ‘ = 200 мм.

Расстояние между внутренними накладками

d 1 = bн – 2 * bн ‘ = 450-2*200 = 50 мм > 40 мм → условие выполнено.

Площадь сечения накладок

A н = tн * (bн +2*bн ‘) = 1,2*(45+2*20) = 102 см2 > Af = tf * bf = 2,0 * 45 = 90 см2 → прочность накладок обеспечена.

Окончательно принятая конструкция

Геометрические характеристики сечений 5

6. Конструкция и расчет прикрепления

балки настила к главной балке.

Принимаем по табл.57, что на балке настила присоединяется к ребру главной балки на болтах грубой точности класса 4.6.

Пусть диаметр болтов d b = 22 мм, а диаметр отверстия d = db + 3 = 22 + 3 = 25 мм.

Расчетное усилие, которое может быть воспринято одним болтом на срез, по формуле:

N bs = Rbs *gb *Ab *ns

N bs = 1500*0.9*3.8*1 = 5130 кг,

Где R bs – расчетное сопротивление болтового соединения срезу;

g b — коэффициент условий работы соединения в расчетах на срез,

A b = П*d2b /4 = 3.8 см2 – площадь сечения стержня болта брутто,

n s — число расчетных срезов одного болта.

Расчетное усилие, которое может быть воспринято одним болтом при работе соединения на смятие, по формуле:

N bр = Rbр *gb *db *Stmin

N bр = 3550*0.9*2.2*0.76 = 5340 кг

Где R bр – расчетное сопротивление болтового соединения смятию;

St min — наименьшая суммарная величина элементов, сминаемых в одном направлении,

St min = tw = 0.76 см < ts = 1.0 см, где tw и ts –толщина стенки балки настила и промежуточного ребра главной балки соответственно.

Количество болтов

n = 1.2*R/N min = 1.2*18.2*103 /5130 = 4.25,

где R – величина опорной реакции балки настила,

1,2 – коэффициент, учитывающей влияние защемления в соединениях,

N min – меньшее значение из величин Nbs и Nbp .

Принимаем 5 болтов. Так как значения a и b соответствуют требованиям, корректировать значение g b при определении Nbp не требуется.

Проверка стенки балки настила на срез по ослабленному отверстиями и вырезами сечению:

t = R/A n = 18.2 *103 / 19.4 = 940 кг/см2 < Rs *gs = 1420*1 = 1420 кг/см2

Геометрические характеристики сечений 6

7. Расчет колонны К1

7.1 Расчетная схема, определение нагрузки, статический расчет

Нагрузка на колонну

Коэффициент, учитывающий вес колонны, 1,005.

N = 2 * R Б * 1,005 = 2*116*1,005 = 232 т

Приближенное значение нагрузки на колонну

Коэффициент, учитывающий вес балок и колонны, 1,04.

N = g * (L 1 + L2 ) / 2 * (l1 + l2 ) / 2 * 1,04 = 3,46 * (11,2+11,2)/2 * (5,7+5,7)/2 * 1,04 = 230 т

Отметка верха колонны

Отметка настила (пола) площадки d н = 8,4 м.

Толщина стяжки t стяжки = 0,025 м.

Толщина железобетонной плиты t ж/б плиты = 0,10 м.

Высота сечения главной балки h гл.балки = 1,34 м.

Величина выступа опорного ребра главной балки 0,015 м.

d в.к = dн – (tстяжки + tж/б плиты + hгл.балки + hБ1 + 0,015) = 8,4-(0,025+0,10+1,34+0,015) = 6,92 м

Длина колонны

Отметка низа колонны d н.к = -0,4 м

l к = dв.к – dн.к = 6,92 – (-0,4) = 7,32 м

Расчетная схема колонны

Геометрические характеристики сечений 7

Расчетные длины относительно обеих главных осей

l x = ly = lef = μ * lк = 1 * 7,32 м

7.2 Подбор сечения и проверка устойчивости колонны

7.2.1. Определение сечения вервей.

Принимаем сквозную колонну из двух прокатных швеллеров, соединенных планками.

Геометрические характеристики сечений 8

По таблице 50* СниП II – 23 – 81* для колонны К1, относящейся к 3-й группе конструкций, принимаем сталь марки С245 (ГОСТ 27772 — 88).

По таблице 51* СниП II – 23 – 81* для фасонного проката из стали марки С245 при толщине 4 – 20 мм расчетное сопротивление материала пояса по пределу текучести R y = 2450 кг/см2 .

Так как ослабления в колонне отсутствуют (А н = А), расчет на прочность не требуется; определяющим является расчет на устойчивость

Сечения ветвей из расчета на устойчивость относительно материальной оси Х – Х.

Задаемся гибкостью λ хз = 60.

Коэффициент продольного изгиба центрально — сжатых элементов φ хз = 0,805 (таблица 72* СниП II – 23 – 81*).

Требуемый радиус инерции

i xтр = lx / λхз = 732/ 60 = 12,2 см.

А Втр = N / (2 * φхз * Ry * γc ) = 232 * 103 / (2*0,805*2450*1,0) = 56,8 см2

По сортаменту принимаем швеллер № 36 с площадью поперечного сечения А В = 53,4 см2 » АВтр = 56,8 см2

Геометрические характеристики: А В = 53,4 см2 ;

i x = 14,2см; bf = 11,0см; Iy1 = 513 см4 ; iy1 = 3,1 см4 ; z0 = 2,68 см;

t w = 0,75 см; tf = 1,26 см.

7.2.2. Проверка устойчивости колонны относительно материальной оси Х – Х.

Гибкость стержня

Предельная гибкость [λ] = 120 (таблица 19* СниП II – 23 – 81*).

λ х = lx / ix = 732/ 14,2 = 51,5 < [λ] = 120

Коэффициент продольного изгиба центрально-сжатого стержня φ х = 0,86 ( таблица 72*СниП II–23– 81*).

σ = N / (2 * A B * φx ) = 232*103 / (2*53,4*0,86) = 2430 кг/см2 < Ry * γc = 2450*1,0 = 2450 кг/см2 → устойчивость колонны относительно материальной оси Х – Х обеспечена.

Недонапряжение (2450-2430) / 2450 *100% = 0,8%.

Окончательно принимаем 2 швеллера № 36 .

7.2.3. Установление расстояния между ветвями.

Гибкость ветви относительно оси Y – Y.

λ в £λх / √2 = 51,5 / √2 = 36,5

Принимаем λ в = 30, тогда λyтр = √ λх2 — λв2 = √ 51,52 — 302 = 41,1 > λв = 30

Требуемый радиус инерции

i yтр = ly / λyтр = 732/ 41,1 = 18,1 см.

Требуемое расстояние между центрами тяжести ветвей

с тр = 2 * √ (iyтр )2 — iy12 = 2*√ 18,12 – 3,12 = 35,67 см

Требуемая ширина колонны

b ктр = cтр + 2 * z0 = 35,67+2*2,68 = 41,03 см

Приближенное значение ширины колонны (Коэффициент формы сечения α = 0,44.)

b ктр = iyтр / α = 18,1 / 0,44 = 41,1 см

Принимаем b к = 42 см.

Зазор между ветвями

d = b к – 2 * bf = 42 – 2*11 = 20 см > 10 см → условие выполнено.

Так как условие выполнено, оставляем принятый размер b к = 42 см.

Расстояние между центрами тяжести ветвей

с = b к – 2 * z0 = 42 – 2*2,68 = 36,67 см

7.2.4. Проверка устойчивости относительно свободной оси Y – Y.

I y = 2 * (Iy1 + AВ * (0,5 * с)2 ) = 2 * (513 + 53,4*(0,5*36,7)2 ) = 38850 см4

iy = √ Iy / (2 * AВ ) = √ 3 / (2*53,4) = 19,07 см > iyтр = 18,1 см → условие выполнено.

λ y = ly / iy = 732 / 19,07 = 38,4 > λв = 30 → условие выполнено.

Приведенная гибкость относительно свободной оси Y – Y.

λ ef = √ λy2 + λв2 = √ 38,42 + 302 = 49,7 ≈ λx = 50,7

Так как λ ef = 49,7 < λx =50,7 то φх = 0,87 < φy = 0,871 и устойчивость относительно оси Y – Y можно не проверять.

7.3 Расчет соединительных планок

7.3.1. Установление размеров планок.

d = (0,5 – 0,75) * b к = (0,5 – 0,75)*42 = 21 – 32 см

Принимаем d = 25 см.

Длина планки

b S = d +2 * 4 = 21 + 2*4 = 29 см

Требования:

Принимаем t = 1.

d / t = 25 / 1 = 25 < 30 → условие выполнено.

b S / t = 29 / 1 = 29 < 50 → условие выполнено.

Так как условия удовлетворены, то выпучивания быть не должно.

Требуемое расстояние между планками

l Втр = λв *iy1 = 30*3,1 = 93 см

Требуемое расстояние между осями планок

l тр = lВтр + d = 93 + 25 = 118 см

I S = t * d3 / 12 = 1*253 / 12 = 1300 см4

I В = Iy1 = 513 см4

I S * l / (IВ * с) = 1300*118 / (513*37,64) = 7,82 > 5 → условие выполнено.

7.3.2. Определение усилий в планках.

Фиктивная поперечная сила

Коэффициент β

Так как φ х = 0,87 < φy = 0,871, то φmin = φх = 0,87.

φ min / φy = 0,87 / 0,871 = 0,9999=1

N / (φ y * 2 * AB * Ry ) = 224 * 103 / (0,871*2*53,4*2450) = 0,975

Так как φ min / φy = 1 > N / (φy * 2 * AB * Ry ) = 224*103 / (0,871*2*53,4*2450) = 0,975 то β = 0,975.

Q fic = 7,15 * 10-6 * 2 * AB * E * β * (2330 * Ry / E – 1 ) =

= 7,15 * 10 -6 * 2 * 53,4 * 2,1 * 106 * 0,975 * (2330 * 2450 / (2,1 * 106 ) – 1) = 2690 кг

Приближенное значение фиктивной поперечной силы (в запас) по методу интерполяции

При R y = 2450 кг/см2

Q’ fic = (20 + (30 – 20) / (2600 – 2100) * (2450 – 2100)) * 2 * AB =

= (20 + (30 – 20) / (2600 – 2100) * (2450 – 2100)) * 2 * 53,4 = 2880 кг

Поперечная сила, действующая в плоскости планок

Q S = Qfic / 2 = 2690 / 2 = 1345 кг

Сила, срезывающая одну планку

F = Q S * l / c = 1345*118 / 37,64 = 4220 кг

Момент, изгибающий планку в ее плоскости

М 1 = QS * l / 2 = 1345*118 / 2 = 79300 кг*см

7.3.3. Проверка прочности приварки планок.

Предусматриваем использование ручной сварки при изготовлении колонны. Принимаем, что планки прикрепляются к полкам швеллеров угловыми швами с высотой катета K f = 8 мм < t = 10 мм с заводкой швов за торец на 20 мм.

По таблице 55* СниП II – 23 – 81* для района ll 5 и стали марки С245 принимаем электроды марки Э42 (ГОСТ 9467 – 75).

Коэффициенты, учитывающие форму поперечного сечения шва β f = 0,7; βz = 1,0.

Коэффициенты условий работы шва γ wf = γwz = 1,0 (пункт 11.2 СНиП II – 23 – 81*).

R wf = 1850 кг/см2 (таблица 56* СниП II – 23 – 81*).

Временное сопротивление для толщины проката 11см < t f = 12,6 см < 20 мм Run = 3700 кг/см2 (таблица 51* СниП II – 23 – 81*).

R wz = 0,45 * Run = 0,45*3700 = 1665 кг/см2

1,1 < R wf / Rwz = 1850 / 1665 = 1,11 < βz / βf = 1,0 / 0,7 = 1,43 → условие выполнено.

Напряжение в шве

τ F = F / (βf * Kf *a) = 4220 / (0,7*0,8*25) = 301 кг/см2

τ М1 = 6 * М1 / (βf * Kf *a2 ) = 6*79300 / (0,7*0,8*252 ) = 1360 кг/см2

Условие прочности шва

τ = √ τ F2 + τM12 = √ 3012 + 13602 = 1390 кг/см2 < Rwf * γwf * γc = 1850 * 1,0 * 1 = 1850 кг/см2 → прочность шва обеспечена с большим запасом.

Уменьшаем катет шва до K f = 6 мм.

τ = 1390 *0,8/0,6 = 1850 кг/см 2 < Rwf * γwf * γc = 1850 * 1,0 * 1 = 1850 кг/см2 → прочность обеспечена.

Прочность планок заведомо обеспечена, так как толщина планки t = 10 мм > K f = 6 мм.

7.4 Расчет базы

7.4.1. Определение размеров плиты в плане.

Расчетное сопротивление смятию бетона фундамента.

Принимаем ξ = 3 √ Аф / Апл = 1,2

Призменная прочность бетона М150 R с = 70 кг/см2

R ф = ξ * Rс = 1,2*70 = 84 кг/см2

Требуемая площадь плиты

А плтр = N / Rф = 232*103 / 84 = 2760 см2

Ширина плиты из конструктивных соображений

Принимаем с = 5 см.

В пл = hк + 2 * tтр + 2 * c = 36 + 2*1,0 + 2*5,0 = 48,0 см

Требуемая длина плиты

L плтр = Аплтр / Впл = 2760 / 48 = 57,5 см

Требуемая длина плиты из конструктивных соображений

L плтр = bк + 2 * а1 = 42,0 + 2*10,0 = 62,0 см

Окончательно принимаем L пл = 62,0 см.

7.4.2. Определение толщины плиты.

Плита работает на изгиб как пластинка, опертая на траверсы и торец стержня и нагруженная равномерно распределенным (условно) реактивным давлением фундамента.

q = N / (В пл * Lпл ) = 232*103 / (48*62) = 74,9 кг/см2 < Rф = 84 кг/см2

Максимальные моменты для отдельных участков плиты

I участок (плита работает как пластинка, опертая по контуру)

Коэффициент, зависящий от отношения более длинной части стороны участка «а» к более короткой «b» α

а / b = 42/36 = 1,2 → α = 0,063

М l = α * q * b2 = 0,063*74,9*362 = 6115 кг*см

II участок (плита работает как пластинка, опертая по трем сторонам)

Коэффициент, зависящий от отношения закрепленной стороны «а 1 » к незакрепленной «b1 » α1

а 1 / b1 = 10 / 36 = 0,28 < 0,5

Так как а 1 / b1 = 0,25 < 0,5, то плита работает как консоль вылетом а1 = 10 см.

М ll = 0,5 * q * а12 = 0,5*74,9*102 = 3745 кг*см

III участок (плита работает как консоль)

М lll = 0,5 * q * с2 = 0,5*74,9*5,02 = 935 кг*см

По таблице 50* СниП II – 23 – 81* для плиты принимаем сталь марки ВСт3кп2 (ГОСТ 380 – 71*).

По таблице 51* СниП II – 23 – 81* для проката из стали марки ВСт3кп2 при толщине t = 21 – 40 мм расчетное сопротивление материала по пределу текучести R y = 2100 кг/см2 .

Требуемая толщина плиты

t плтр = √ 6 * Mmax / (Ry * γc ) = √ 6*6115 / (2100*1) = 4,18 см, так как толщина плиты превышает 4см введем дополнительное ребро на участке I.

Рассмотрим участок Iа:

а= h к = 36см. b=0,5 bк =0,5*42=21см;

  • a/b= 36/21=1,67; → α = 0,09

М la = 0,09 *74,9*212 = 2970 кг*см

M max = Мll = 3745 кг*см

t плтр = √ 6 * Mmax / (Ry * γc ) = √ 6*3745 / (2100*1) = 3,34 см

Принимаем t пл = 36 мм > tплтр = 33,4 мм.(ближайший больший стандартный размер)

7 .4.3. Расчет траверсы.

Требуемая высота траверсы

При K f = 1,0 см < 1,2 * tтрав = 1,2*1,0 = 1,2 см

h травтр = N / (4 * βf * Kf * Rwf * γc * γwf ) + 1,0 = 232*103 /(4*0,7*1,0*1850*1*1,0)+1,0 = 44 см

Принимаем h трав = 44 см

Приближенная проверка траверсы по прочности

Нагрузка на единицу длины опорного листа траверсы

q трав = q * Впл / 2 = 74,9*48 / 2 = 1770 кг / см

Изгибающий момент и поперечная сила в места приварки к колонне

М трав = 0,5 * qтрав12 = 0,5*1770*102 = 88300 кг*см

Q трав = qтрав1 = 1770* 10 = 17650 кг

Момент сопротивления сечения листа

W трав = tтрав * hтрав2 / 6 = 1,0*442 / 6 = 323 см3

Проверка прочности

σ = М трав / Wтрав = 88300 / 323 = 273 кг/см2 < Ry * γc = 2100*1,0 = 2100 кг/см2

τ = Q трав /(hтрав *tтрав ) = 17650/(44*1,0) = 400 кг/см2 < RSc = 0,58*Ryc = 0,58*2100*1,0 = 1218кг/см2

σ пр = √σ2 + 3 * τ2 = √ 2732 + 3*4002 = 742 кг/см2 < Ry * γc = 2100*1,0 = 2100 кг/см2 → прочность траверсы обеспечена.

7 .4.3. Расчет дополнительного ребра.

Принимаем толщину ребра t р = 1,0см

N p = q* bк / 2 * hк =74,9 * 42/2 *36= 57200кг.

Принимаем высоту катета K f = 1,0 см

Из условия прочности швов:

h ктр = Np /4* βf * Kf * Rwf * γc * γwf )= 57200 / (4*0,7*1,0*1850*1,0*1,0)=11,05 см

Из условий прочности ребра на срез: h ртр = Np /2* tp * Rs = 57200/2*1,0*1360 = 21,1 см

Принимаем h р = 22см >hртр = 21,1см. Во избежании выпучивания hр / tp = 22,0/1,0 = 22<30,

l р / tp = hк / tp = 36/1,0 = 36 < 50.

Принятая конструкция базы

Окончательно принимаем швеллера  1

7.5 Расчет оголовка

Конструктивно принимаем t’ пл = 2,0 см и Kf = 1,0 см.

Высота диафрагмы из условия прочности сварных швов

h дтр = N / (4 * βf * Kf * Rwf * γc * γwf ) + 1,0 = 232*103 /(4*0,7*1,0*1850*1*1,0) + 1,0 = 44 см

Принимаем h д = 44 см

Требуемая толщина диафрагмы из условия прочности торца на смятие

t д.смтр = N / ((bf ‘ + 2 * tпл ‘ ) * Rp ) = 232*103 / ((25 +2*2,0)*3510) = 2,4 см

Требуемая толщина диафрагмы из условия прочности на срез

t д.сртр = N / (2 * hд * RS ) = 232*103 / ((2*50*1360) = 1,96 см

Принимаем t д = 2,4 см > tд.сртр = 1,96 см

Толщина планок, к которым крепится диафрагма

t пл ≥ 0,5 tд = 0,5*2,4 = 12 мм

Принимаем t пл = 1,2 см.

Принятая конструкция оголовка

Окончательно принимаем швеллера  2

Список литературы

[Электронный ресурс]//URL: https://drprom.ru/referat/rabochaya-ploschadka-promyishlennogo-zdaniya/

1. СНиП П-23-81. Стальные конструкции. Нормы проектирования. М.: Стройиздат, 1982. 96 с.

2. СНиП П-6-74. Нагрузки воздействия. Госстой СССР. М.: Стройиздат, 1976. 54 с.

3. Металлические конструкции: Учебник для вузов / Под ред. Е.И. Беленя. – 6-е изд., перераб./ М.: Стройиздат, 1985. 560стр.

4. Михайлов А.М. Сварные конструкции. И., Стройиздат, 1983. 367 с.

5. Лапшин Б.С. К расчету балок в упругопластической стадии по СНиП П-23-81. – В кн.: Металлические конструкции и испытания сооружений: межвуз. темат. сб. тр. Л.: ЛИСИ, 1984, с. 68-75.