Рабочая площадка промышленного здания

Содержание Исходные данные. Разработка схемы балочной клетки Сбор нагрузок на 1 м2 настила Расчет балки настила Расчет главной балки Расчет прикрепления балки настила к главной балке

Содержание

  1. Исходные данные.
  2. Разработка схемы балочной клетки
  3. Сбор нагрузок на 1 м2 настила
  4. Расчет балки настила
  5. Расчет главной балки
  6. Расчет прикрепления балки настила к главной балке
  7. Расчет колонны

2. Разработка схемы балочной клетки

Нормальная схема балочной клетки

Разрез 1 - 1

3. Сбор нагрузок на 1 м2 настила

Таблица 1

Нагрузка на 1 м2 настила

4. Расчет балки настила Б1

4.1 Расчетная схема

4.2 Сбор нагрузок

Нагрузка на 1 погонный метр балки:

1. Нормативная:

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

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

2. Расчетная:

Коэффициент надежности по нагрузке γf = 1,05.

q = g* a + qс.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)

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

Максимальный нормативный изгибающий момент

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

Максимальная расчетная поперечная сила (на опоре)

Qmax = 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 II5 выбираем сталь марки С245 (ГОСТ 27772 - 88).

Толщина полки двутавра ориентировочно tf = 2– 20 мм.

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

4.5 Подбор сечения

Требуемый момент сопротивления

Wx тр = Mmax / (Ryc *c1 )

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

Коэффициент, учитывающий развитие пластических деформаций, с1 = с (так как в месте действия Mmax и в непосредственной близости от него т < 0,5*Rs ).

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

Wx тр = 27,1*105 / (2450*1,0*1,095) = 1011,3 см3

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

4.6 Геометрические характеристики сечения

h = 402,4 мм;

b = 165,6 мм;

tw = 7,4 мм;

tf = 13,1 мм;

r = 16 мм;

A = 73,4 см2 ;

Масса 1 м длины = 57,6 кг;

Ix = 20480 см4 ;

Wx = 1020 см.

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

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

Условная гибкость

Λ w = Λw * √ Ry / E

Λw = hе f / tw = 344,4/7,4 = 46,54

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

Af = tf * b = 1,31*165,6 = 21,7 см2

Aw = hw * tw = 37,64*0,74 = 27,85 см2

Af / 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) Wey = c1 * Wx

c1 = 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 = Mmax / (c1 * Wx ) = 27,1*105 / (1,085*1020) = 2448 кг/см2 <Ry * γc = 2450 кг/см2 → прочность 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.

Относительная высота упругого ядра ξФ < 1

Максимальное нормальное напряжение (в середине пролета)

Касательное напряжение на опоре при этажном сопряжении

т = Qmax / 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 = Qmax / (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 = Mн max * 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

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:

RA = RB = ∑P / 2 = 6*P / 2 = 6*38.8/2 =116.4 т

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

Мx=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

Мx=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 Мmax :

При распределенной нагрузке qБ2 = 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.

Мmax ' = qБ2 * L1 2 / 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 II5 выбираем сталь марки С235 (ГОСТ 27772 - 88).

Толщина полки двутавра ориентировочно tf = 2 – 20 мм.

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

5.5 Подбор основного сечения

Расчет ведем без учета пластических деформаций.

1. Требуемый момент сопротивления сечения

Wx тр = Mmax / (Ryc ) = 332*105 /(2350*1,0) = 13830 см3

2. Условная гибкость

Λ w = Λw * √ Ry / E

Гибкость стенки примем Λw = hе f / tw = hw / tw = 130

Λw = 130*√ 2350 / (2,1*106 ) = 4,35

3. Оптимальная высота балки

hопт ' = 3 √ 1,5 * Wx тр * Λw = 3 √ 1,5*13830*130 = 139,2 cм

Для балки переменного сечения оптимальная высота

hопт ≈ 0,95 * hопт ' = 0,95*139,2 = 132,2 см

Минимальная высота балки

hmin = 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

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

Максимальная высота при этажном сопряжении главных балок и балок настила

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

hm ах одн ур = hm ах этажн + hб1 = 127,2 +40,3 = 167,5см

Так как hm ах этажн = 127,2 см < hопт = 132,2 см, то этажное сопряжение не подходит.

Принимаем hб = hопт = 132,2 см

Условие hmin = 88,4 см < hб = 132,2 см < hm ах одн.ур = 167,5 см выполнено.

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

4. Толщина стенки с учетом принятой гибкости

tw = hw / Λw = 130/130 = 1 cм

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

По условию прочности в опорном сечении при работе на сдвиг

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

Rs = 0,58 * Ry = 0,58*2350 = 1360 кг/см2

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

Площадь сечения стенки

Aw = hw * tw = 130*1 = 130 см2

5. Требуемая площадь пояса

Af тр = Wx тр / hw - hw * tw / 6 = 13830/130 – 130*1/6 = 84,7 см2

Проверка сечения:

Af , min тр = 0,5 *( Amin тр - Aw ) = 0,5*(298,1-130) = 84,5 см2

Amin тр = 3 * Wx тр / hопт ' = 3*15932/145,9 = 327,6 см2

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

Требования:

а) hw / 5 ≤ bf ≤ hw / 2,5

1300/5 ≤ bf ≤ 1300/2,5

260 мм ≤ bf = 450 мм ≤ 520 мм → условие выполнено.

б) При изменении сечения по ширине

bf ≥ 300 мм

bf = 450 мм ≥ 300 мм → условие выполнено.

При изменении сечения по толщине

bf ≥ 180 мм

bf = 450 мм ≥ 180 мм → условие выполнено.

в) При изменении сечения по ширине

bf ≤ 30 * √ 2100 / Ry * tf

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

г) tf ≤ 3 * tw

tf = 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 > Af тр = 84,7 см2

6. Геометрические характеристики основного сечения

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

Af = 90 см2 ;

Aw = 130 см2 ;

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

Af / Aw = 90 / 130 = 0,692;

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

Момент инерции стенки

Iw = tw * hw 3 / 12 = 1*1303 / 12 =183 *103 см4 ;

Момент инерции поясов

2 * If = 2*Af * z2 = 2*90*662 = 784*103 см4 ;

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

Момент инерции основного сечения

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

Момент сопротивления сечения

Wx = Ix / (0,5 * hб ) = 967*103 / (0,5*134) = 14430 см3 > Wx тр = 13830 см3 .

5.6 Назначение размеров измененного сечения

Ширина измененного сечения

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

Принимаем bf ' = 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

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

Af ' = 50 см2 ;

Aw = 130 см2 ;

А' = 2 * Af ' + Aw = 2*50+130 = 230 см2 ;

Af ' / Aw = 50 / 130 = 0,385;

Статический момент пояса

Sf ' = Af ' * z = 50*66 = 3300 cм3 ;

Статический момент половины сечения

S0,5 ' = Sf ' + S0,5*w = Sf ' + 0,5 * 0,25 * tw * hw 2 = 3300+0,5*0,25*1*1302 = 5410 cм3 ;

Момент инерции стенки

Iw = tw * hw 3 / 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

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

Момент сопротивления измененного сечения

Wx = Ix ' / (0,5 * hб ) = 619*103 / (0,5*134) = 9240 см3 .

Таблица 2

Геометрические характеристики сечений

Основное сечение Измененное сечение

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 Rwy = Ry = 2350 кг/см2 (по таблице 3 СНиП II – 23 – 81*).

[M] = Rwy * 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

МI = ( RA – 0,5 * P ) * Xлев - P *( Xлев – a) = [M] →

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

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

Сечения отстоят от ближайших ребер на

|2,46 – 1,90|= 0,56 м = 56 см > 10 * tw = 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 = Mmax / ( 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 * Qmax / ( 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 * hw / Ix ' = 217*105 * 0,5*130 / (619*103 ) = 2280 кг/см2

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

σпр = √ 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* : lef = a = 190 см;

b = bf ' = 25 см;

t = tf ' = 2 см;

h = 2* z = 2*66 = 132 см.

Расчетное сопротивление материала Ry = 2350 кг/см2 .

lef / 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*106 /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 *Mн max * L / ( 0,9 * E * Ix ) = 0,1 *Mmax * L / ( 0,9 * E * Ix ) * qн / q =

= 0,1*332*105 *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

bef / tf ≤ 0,5 * √ E / Ry

Величина неокаймленного свеса

bef = 0,5*(45-1) = 22 см

22 / 2,0 = 11 < 0,5*√ 2,1*106 / 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.

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

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

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

Требуемая ширина

bh тр = hef /30 + 40 = 1300/30+40 = 83.3 мм

Принимаем bh =90 мм > bh тр =83.3 мм

Требуемая толщина ребра

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

Тогда bh х ts = 90 х 7 мм

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

ts = 10 мм.

Принимаем bh х ts = 110 х 10 мм.

в) Проверка местной устойчивости стенки

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

1. Проверка устойчивости стенки в I отсеке

При а/ hef =190(180)/130=1.46(1,38)>1 расчётная длина lр отс = hef =130см

Так как во I отсеке сечение балки не меняется, то вычисляем изгибающий момент М и поперечную силу Q на расстоянии Х1 = а – hw / 2 = 1,8 – 0,5*1,30 = 1,15м.

Поперечная сила

Qх = = 97 т

Изгибающий момент

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

Нормальное напряжение

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

Касательное напряжение

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

Нормальное критическое напряжение для I отсека

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

σcr = Ccr *Ry / λw 2 = 30,0*2350 / 4,352 = 3730 кг/см2

Касательное критическое напряжение для I отсека

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

Меньшая из сторон отсека d = hw =130 см.

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

τс r = 10,3 * ( 1 + 0,76 / μ2 ) * Rs / λef 2 = 10,3*(1+0,76 / 1,382 )*1360 / 4,352 = 1035 кг/см2

Проверка устойчивости

√ ( σ / σcr )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.

σ = Mх =2,47 * 0,5 * hw / Ix ' = 2044 кг/см2

τ = Qх=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

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 Kf ≤ 1,2 * tw = 1,2*1 = 1,2 см.

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

Принимаем минимально возможное значение Kf = 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 Kf = 6 мм.

Коэффициенты, учитывающие форму поперечного сечения шва βf = 0,9;

βz = 1,05.

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

По таблице 55* СНиП II – 23 – 81* для района II5 , 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 Rwun = 4200 кг/см2 ( по таблице 4* СНиП II – 23 – 81*).

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

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

Расчетное сопротивление по металлу границы сплавления

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

Rwz = 0,45 * Run = 0,45*3600 = 1620 кг/см2

Условие (*)

1,0 ≤ Rwf / 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 = Qmax * Sf ' / Ix ' = 97*103 * 3300 / (619*103 ) = 517 кг.

τf = 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 γwf = 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.

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

Требуемая ширина ребра на опоре по оси А

bр тр = (bf ' – tw ) / 2 = (25-10) / 2 = 12 см = 120 мм

Принимаем bр = 120 мм.

Длина площадки смятия ребра

b1 = 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 γm = 1,025 (по таблице 2* СНиП II – 23 – 81*).

Расчетное сопротивление смятию торцевой поверхности при наличии пригонки

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

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

По ГОСТ 82 – 70* принимаем tp = 1,6 см > tp тр = 1,58 см.

Для ребра по оси Б назначаем такую же толщину tp = 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 * tw * √ 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 * tw + bf ' * tp = 19,4*1,0+25*1,6 = 59,4 см2

Ix = tp * (bf ')3 /12 = 1,6*253 / 12 = 2083 см4

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

λx = hw / ix = 130/5,92 = 22

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

σ = RБ / (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 βf = 0,7;

βz = 1,0.

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

По таблице 55* СНиП II – 23 – 81* для района II5 , 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 Rwun = 5000 кг/см2 (по таблице 4* СНиП II – 23 – 81*).

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

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

Расчетное сопротивление по металлу границы сплавления

Rwz = 0,45 * Run = 0,45*3600 = 1620 кг/см2

Условие (*)

1,0 ≤ Rwf / Rwz ≤ βz / βf

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

Требуемая высота катета шва

Kf тр = √ RБ / (2 * 85 * βf 2 * Rwf ) = √ (116 *103 ) / (2*85*0,72 *2200) = 0,775 см

Принимаем Kf = 0,8 см > Kf тр = 0,775 см.

При tp = 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 db = 20 мм.

Площадь сечения нетто болта Abn = 2,45 см2 .

Диаметр отверстия

d = db + 3 = 20+3 = 23 мм.

Из конструктивных соображений принимаем толщину накладки для стенки tн = 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 * tf = 0,5*2,0 = 1,2 см.

Расстояние между внутренними накладками d1 ≥ 40 мм.

Для пояса принимаем четырехрядное расположение болтов.

5.12.2. Определение места стыка.

Момент инерции ослаблений (отверстиями) сечения пояса

If осл = Af осл * z2 = 4 * d * tf * z2 = 4*2,3*2,0*66,02 = 80,2 * 103 см4

Момент инерции ослаблений сечения стенки

∑ li 2 = l1 2 + l2 2 + l3 2 + l4 2 + l5 2 = 102 (12 +32 +52 +72 +92 +112 ) = 28600см2

Iw осл = 2 * d * tw * (∑ li / 2)2 = d * tw * ∑ li 2 / 2 = 2,3*1*28600 / 2 = 32,9 * 103 см4

Момент инерции ослаблений всего сечения

Iосл = 2 * If осл +Iw осл = (2*80,2+32,9)*103 = 193 * 103 см4

Момент инерции сечения с учетом ослаблений (нетто)

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

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

Iс = 1,18*In = 1,18*774 * 103 =913*103 см4

Условный момент сопротивления

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

Предельный изгибающий момент в месте монтажного стыка

[M] = Wc * 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 МIII для III определим положение стыка Xст

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

2,0Р* Xст –2* Р* Xст +3*Ра = [М]

Xст = ([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 Мх=5,09 = 320 т*м;

поперечная сила Qх=5,09 = 19,4 т.

5.12.3. Расчет стыка стенки.

Момент, воспринимаемый стенкой

Момент инерции стенки с учетом ослаблений (нетто)

Iwn = Iw – Iw осл = (183-32,9)*103 = 150,1 * 103 см4

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

Поперечная сила, воспринимаемая стенкой

Qw = Qх=5,09 = 19,4 т.

Усилие, приходящее0ся на крайний болт вертикального ряда от момента Mw

NM = Mw * lmax / (n * ∑ li 2 ) = 62*105 *110 / (2*28600) = 11920 кг

Усилие, приходящееся на крайний болт вертикального ряда от поперечной силы Qw

Число болтов в вертикальном ряду m = 12 шт.

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

Суммарное усилие, приходящееся на крайний болт вертикального ряда

Nb = √ NM 2 + NQ 2 = √ 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 Rbun = 11000 кг/см2 .

Количество плоскостей трения nтр = 2.

Коэффициент условия работы соединения при количестве болтов ³ 10 γb = 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 γс = 1,0 (по таблице 6* СНиП II – 23 – 81*).

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

[Nb ] = 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

Mf = Mx =5,09 – Mw = 320-62 = 258 т*м

Продольное усилие в поясе

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

Требуемое число болтов (по одну сторону от стыка)

nb тр = Nf / [Nb ] = 196/14,14 = 13,86 шт.

Принимаем 14 болтов.

б) Проверка прочности накладок.

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

Ширина наружной накладки bн = bf = 450 мм.

Ширина внутренней накладки

bн ' ≤ 0,5 * (bf - 40) = 0,5*(450-40) = 205 мм

Принимаем bн ' = 200 мм.

Расстояние между внутренними накладками

d1 = bн – 2 * bн ' = 450-2*200 = 50 мм > 40 мм → условие выполнено.

Площадь сечения накладок

Aн = 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

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

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

Nbs = Rbs *gb *Ab *ns

Nbs = 1500*0.9*3.8*1 = 5130 кг,

Где Rbs – расчетное сопротивление болтового соединения срезу;

gb - коэффициент условий работы соединения в расчетах на срез,

Ab = П*d2 b /4 = 3.8 см2 – площадь сечения стержня болта брутто,

ns - число расчетных срезов одного болта.

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

Nb р = Rb р *gb *db *Stmin

Nb р = 3550*0.9*2.2*0.76 = 5340 кг

Где Rb р – расчетное сопротивление болтового соединения смятию;

Stmin - наименьшая суммарная величина элементов, сминаемых в одном направлении,

Stmin = 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/Nmin = 1.2*18.2*103 /5130 = 4.25,

где R – величина опорной реакции балки настила,

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

Nmin – меньшее значение из величин Nbs и Nbp .

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

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

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

7. Расчет колонны К1

7.1 Расчетная схема, определение нагрузки, статический расчет

Нагрузка на колонну

Коэффициент, учитывающий вес колонны, 1,005.

N = 2 * RБ * 1,005 = 2*116*1,005 = 232 т

Приближенное значение нагрузки на колонну

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

N = g * (L1 + 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 dн = 8,4 м.

Толщина стяжки tстяжки = 0,025 м.

Толщина железобетонной плиты tж/б плиты = 0,10 м.

Высота сечения главной балки hгл.балки = 1,34 м.

Величина выступа опорного ребра главной балки 0,015 м.

dв.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 dн.к = -0,4 м

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

Расчетная схема колонны

Расчетные длины относительно обеих главных осей

lx = 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.

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 Ry = 2450 кг/см2 .

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

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

Задаемся гибкостью λх з = 60.

Коэффициент продольного изгиба центрально - сжатых элементов φх з = 0,805 (таблица 72* СниП II – 23 – 81*).

Требуемый радиус инерции

ix тр = lx / λх з = 732/ 60 = 12,2 см.

АВ тр = N / (2 * φх з * Ry * γc ) = 232 * 103 / (2*0,805*2450*1,0) = 56,8 см2

По сортаменту принимаем швеллер № 36 с площадью поперечного сечения АВ = 53,4 см2 » АВ тр = 56,8 см2

Геометрические характеристики: АВ = 53,4 см2 ;

ix = 14,2см; bf = 11,0см; Iy 1 = 513 см4 ; iy 1 = 3,1 см4 ; z0 = 2,68 см;

tw = 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*).

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

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

σ = N / (2 * AB * 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.

λв £λх / √2 = 51,5 / √2 = 36,5

Принимаем λв = 30, тогда λy тр = √ λх 2 - λв 2 = √ 51,52 - 302 = 41,1 > λв = 30

Требуемый радиус инерции

iy тр = ly / λy тр = 732/ 41,1 = 18,1 см.

Требуемое расстояние между центрами тяжести ветвей

стр = 2 * √ (iy тр )2 - iy 1 2 = 2*√ 18,12 – 3,12 = 35,67 см

Требуемая ширина колонны

bк тр = cтр + 2 * z0 = 35,67+2*2,68 = 41,03 см

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

bк тр = iy тр / α = 18,1 / 0,44 = 41,1 см

Принимаем bк = 42 см.

Зазор между ветвями

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

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

Расстояние между центрами тяжести ветвей

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

7.2.4. Проверка устойчивости относительно свободной оси Y – Y.

Iy = 2 * (Iy 1 + AВ * (0,5 * с)2 ) = 2 * (513 + 53,4*(0,5*36,7)2 ) = 38850 см4

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

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

Приведенная гибкость относительно свободной оси Y – Y.

λef = √ λy 2 + λв 2 = √ 38,42 + 302 = 49,7 ≈ λx = 50,7

Так как λef = 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) * bк = (0,5 – 0,75)*42 = 21 – 32 см

Принимаем d = 25 см.

Длина планки

bS = d +2 * 4 = 21 + 2*4 = 29 см

Требования:

Принимаем t = 1.

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

bS / t = 29 / 1 = 29 < 50 → условие выполнено.

Так как условия удовлетворены, то выпучивания быть не должно.

Требуемое расстояние между планками

lВ тр = λв *i y1 = 30*3,1 = 93 см

Требуемое расстояние между осями планок

lтр = lВ тр + d = 93 + 25 = 118 см

IS = t * d3 / 12 = 1*253 / 12 = 1300 см4

IВ = Iy 1 = 513 см4

IS * 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 φх = 0,87 < φy = 0,871, то φmin = φх = 0,87.

φmin / φy = 0,87 / 0,871 = 0,9999=1

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

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

Qfic = 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 Ry = 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

QS = Qfic / 2 = 2690 / 2 = 1345 кг

Сила, срезывающая одну планку

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

Момент, изгибающий планку в ее плоскости

М1 = 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 Kf = 8 мм < t = 10 мм с заводкой швов за торец на 20 мм.

По таблице 55* СниП II – 23 – 81* для района ll5 и стали марки С245 принимаем электроды марки Э42 (ГОСТ 9467 – 75).

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

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

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

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

Rwz = 0,45 * Run = 0,45*3700 = 1665 кг/см2

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

Напряжение в шве

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

τМ 1 = 6 * М1 / (βf * Kf *a2 ) = 6*79300 / (0,7*0,8*252 ) = 1360 кг/см2

Условие прочности шва

τ = √ τF 2 + τM 1 2 = √ 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 Kf = 6 мм.

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

Прочность планок заведомо обеспечена, так как толщина планки t = 10 мм > Kf = 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 Rс = 70 кг/см2

Rф = ξ * Rс = 1,2*70 = 84 кг/см2

Требуемая площадь плиты

Апл тр = N / Rф = 232*103 / 84 = 2760 см2

Ширина плиты из конструктивных соображений

Принимаем с = 5 см.

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

Требуемая длина плиты

Lпл тр = Апл тр / Впл = 2760 / 48 = 57,5 см

Требуемая длина плиты из конструктивных соображений

Принимаем а1 = 100 мм (для размещения «плавающей» шайбы под гайки фундаментных болтов).

Lпл тр = bк + 2 * а1 = 42,0 + 2*10,0 = 62,0 см

Окончательно принимаем Lпл = 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 / (Впл * 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

Мl = 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 «а1 » к незакрепленной «b1 » α1

а1 / b1 = 10 / 36 = 0,28 < 0,5

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

Мll = 0,5 * q * а1 2 = 0,5*74,9*102 = 3745 кг*см

III участок (плита работает как консоль)

Мlll = 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 Ry = 2100 кг/см2 .

Требуемая толщина плиты

tпл тр = √ 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= hк = 36см. b=0,5 bк =0,5*42=21см;

a/b= 36/21=1,67; → α = 0,09

Мla = 0,09 *74,9*212 = 2970 кг*см

Mmax = Мll = 3745 кг*см

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

Принимаем tпл = 36 мм > tпл тр = 33,4 мм.(ближайший больший стандартный размер)

7 .4.3. Расчет траверсы.

Требуемая высота траверсы

При Kf = 1,0 см < 1,2 * tтрав = 1,2*1,0 = 1,2 см

hтрав тр = 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 hтрав = 44 см

Приближенная проверка траверсы по прочности

Нагрузка на единицу длины опорного листа траверсы

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

Изгибающий момент и поперечная сила в места приварки к колонне

Мтрав = 0,5 * qтрав1 2 = 0,5*1770*102 = 88300 кг*см

Qтрав = qтрав1 = 1770* 10 = 17650 кг

Момент сопротивления сечения листа

Wтрав = tтрав * hтрав 2 / 6 = 1,0*442 / 6 = 323 см3

Проверка прочности

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

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

σпр = √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 tр = 1,0см

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

Принимаем высоту катета Kf = 1,0 см

Из условия прочности швов:

hк тр = 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: hр тр = Np /2* tp * Rs = 57200/2*1,0*1360 = 21,1 см

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

lр / tp = hк / tp = 36/1,0 = 36 < 50.

Принятая конструкция базы

7.5 Расчет оголовка

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

Высота диафрагмы из условия прочности сварных швов

hд тр = 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 hд = 44 см

Требуемая толщина диафрагмы из условия прочности торца на смятие

tд.см тр = N / ((bf ' + 2 * tпл ' ) * Rp ) = 232*103 / ((25 +2*2,0)*3510) = 2,4 см

Требуемая толщина диафрагмы из условия прочности на срез

tд.ср тр = N / (2 * hд * RS ) = 232*103 / ((2*50*1360) = 1,96 см

Принимаем tд = 2,4 см > tд.ср тр = 1,96 см

Толщина планок, к которым крепится диафрагма

tпл ≥ 0,5 tд = 0,5*2,4 = 12 мм

Принимаем tпл = 1,2 см.

Принятая конструкция оголовка

Список литературы :

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.