Студопедия
Случайная страница | ТОМ-1 | ТОМ-2 | ТОМ-3
АвтомобилиАстрономияБиологияГеографияДом и садДругие языкиДругоеИнформатика
ИсторияКультураЛитератураЛогикаМатематикаМедицинаМеталлургияМеханика
ОбразованиеОхрана трудаПедагогикаПолитикаПравоПсихологияРелигияРиторика
СоциологияСпортСтроительствоТехнологияТуризмФизикаФилософияФинансы
ХимияЧерчениеЭкологияЭкономикаЭлектроника

Перевірка міцності стінки за приведеними напруженнями

Читайте также:
  1. ПЕРЕВІРКА І ОЦІНКА СТРОЙОВОЇ ЗЛАГОДЖЕНОСТІ
  2. Перевірка на міцність робочих лопаток
  3. Розділ XVIII. Основи міцності (ґрунтовності) навмання і вчення
  4. Розпалубна міцність; сутність, основні методи прискорення набрання бетоном розпалубної міцності
  5. Участь у перевірках за дотриманням законодавства з питань охорони власності

У небезпечному перерізі, зміни ширини поясних листі, діють згинальний момент М1=1418,8 кН·м і поперечна сила Q1=620,6 кН.

Момент інерції зміненого перерізу балки:

Іх1 = tw·hw3·/12+ bf1·tf3/6 + bf1·tf·hf2/2 = 1,1·104,43/12 + 20·2,83/6 + 20·2,8·107,22/2 = 426152 см4.

Середнє дотичне напруження:

τ = Q1/(tw·hw) = 620,6/(1,1·104,4) = =5,4кН/см2 = 54 МПа.

Нормальне напруження на рівні поясних швів балки:

σ = М1·hw/(2·Ix1) = 141880· 104,4/(2·426152) = 17,4кН/см4 =

= 174 МПа.

Умова міцності перерізу балки за приведеними напруженням

197,5 МПа < 1,15·230·1 = = 264,5 МПа.

 

6.7. Загальна стійкість балки

За сполучення балок в одному рівні на всі балки зверху безперервно опирається жорсткий металевий настил, тому згідно з пунктом 5.16 [1] балка явно стійка і не потребує перевірки.

 

6.8. Місцева стійкість елементів балки

Стиснутий пояс є стійким, так як розміри його перерізу прийняті з урахуванням умови стійкості. Поперечні ребра розміщуємо під кожною балкою настилу (рис.6), оскільки це обумовлено вимогами п.7.10 [1].

Таким чином, крок поперечних ребер і балок настилу співпадає і становить а=1100 мм. У курсовому проекті hef=hw=1044 мм.

Ширина виступаючої частини ребра bh = hef/30+40 = 1044/30+40=74,8 мм. Враховуючи залежність між шириною ребра bh і шириною зменшеного перерізу поясного листа bf1=2 bh+tw (в даному прикладі bf1=200 мм), приймаємо bh=80 мм.

Товщина ребра:

5,35 мм;

приймаємо ts=7 мм.

Умовна гнучкість стінки:

3,2.

У зв’язку з тим, що =3,2<3,2, то поперечні ребра відіграють тільки конструктивну функцію і крок між ними не нормується. З урахуванням розміщення балок настилу приймаємо а = 110 см (рис.6).

Якщо > 3,2, то поперечні ребра являються конструктивними елементами, що підвищують стійкість стінки. Відстань між поперечними ребрами в цьому випадку повинна погоджуватися з кроком балок настилу і не перевищувати максимального значення аmax= 2·hef (для зварних балок hef = hw).

Перевірка стійкості стінки. Якщо > 3,5, то необхідно перевіряти стійкість стінки, укріпленої поперечними ребрами жорсткості.

В курсовому проекті ця перевірка здійснюється тільки в учбових цілях.

Перевірку стійкості виконуємо лише для одного відсіку, де розташоване місце зміни перерізу поясів. Розрахунковий відсік має 1100 мм і висоту мм, тобто , тому в розрахунок вводиться умовний відсік довжиною .

У нашому прикладі відстані від лівої опори відповідно до перерізів І та ІІ мм та мм.

Згинальні моменти та поперечні сили в перерізах І та ІІ:

кНм;

кНм;

середнє значення моментів:

кНм.

кН;

кН;

середнє значення поперечних сил:

кН.

Стискаюче нормальне напруження в стінці на рівні поясних швів

;

.

За сполучення балок в одному рівні, як варіант, коефіцієнт (табл..22[1]), а коефіцієнт обчислюється за формулою

.

Залежно від коефіцієнта () з табл. 21 [1] визначаємо коефіцієнт .

 

Із двох розмірів розрахункового відсіку меншу сторону позначаємо мм. Гнучкість стінки:

.

 

Відношення більшої сторони стінки до меншої

.

Критичні напруження:

нормальні

МПа;

дотичні

МПа.

Перевіряємо стійкість стінки

.

 

Рис.6. Розміщення поперечних ребер жорсткості

та перевірка місцевої стійкості стінки

 

 

6.9. Перевірка прогину балки

,

де =0,9 – коефіцієнт, що враховує зменшення перерізу балки.

6.10. Розрахунок з’єднання полиці зі стінкою

Поясні шви виконуються автоматичним зварюванням. Відповідно до марки сталі головної балки С255 з табл. 55* [1] приймаємо зварювальний дріт марки Св-08А, для якого розрахунковий опір Rwf = 180 МПа (табл. 56 [1]), а Rwz= 0,45·Run= 0,45·370 = 166,5 МПа. За табл.34*[1] визначаємо коефіцієнт βf = 0,9 i βz = 1,05 (нижнє положення шва, kf = 3…8 мм).

Так як βf· Rwf = 0,9·180=162 МПа < βz· Rwz=1,05·166,5=174,8 МПа, то шви розраховуємо за металом шва.

Статичний момент зменшеного перерізу поясного листа відносно горизонтальної центральної осі перерізу балки:

Sf1 = 0,5·bf1·tf·hf = 0,5· 20·2,8·107,2 = 3001,6 см3.

Момент інерції зміненого перерізу балки Іх1 = 426152 см4.

Необхідний катет поясних швів:

kf = Q· Sf1/(2·Ix1·βf·Rwf) = 930,05·3001,6/(2·426152·18·0,9) = 0,20 см.

Згідно з табл. 38* [1] приймаємо kf=7,0 мм.

 

6.11. Розрахунок опорного ребра

Головна балка опирається на колону зверху через торцеве опорне ребро (рис. 7.). Опорна реакція головної балки F = Q = 930,05 кН. Розрахунковий опір сталі зім’яттю торцевої поверхні опорного ребра Rp = 336 МПа.

 

Потрібна площа перерізу опорного ребра:

Аs = F/(Rp·γc) = 930,05/(33,6·1) = 27,7 см2.

Ширину опорного ребра приймаємо bs = bf1 = 200 мм.

Товщина ребра ts = As/bs =27,7/20 =1,39 см; приймаємо ts = 20 мм.

Перевіряємо стійкість опорної частини балки як умовного стояка таврового перерізу довжиною l = hw = 1044 мм і завантаженого опорною реакцією

F = 930,05 кН (рис. 7).

Геометричні характеристики таврового перерізу стояка (рис7,а переріз 2-2):

площа перерізу:

A = bs·ts+s·tw = 20·2+21,4·1,1 = 63,54 см2;

момент інерції:

Ix = ts·bs3/12+S·tw3/12 = 2·203/12+21,4·1,13/12 = 1335,71 см4;

 

радіус інерції:

см,

де см;

приймаємо S = 214 мм.

Рис.7. Опорна частина головної балки.

 

Гнучкість стояка λх = lef/ix = hw/ix = 104,4/4,58 = 22,8

За табл. 72 [1] залежно від λх = 22,8 і Ry = 230 МПа приймаємо коефіцієнт

φ = 0,955 і перевіряємо стійкість стояка:

σ = F/(φ·A) = 930,05/(0,955·63,54) = 15,33кН/см2 =153,3 МПа < Ry·γc=230 МПа.

 

6.12. Монтажний стик

Монтажний стик влаштовують з урахуванням розміщення поперечних ребер жорсткості. Якщо балка розділена поперечними ребрами на непарне число відсіків, то монтажний стик передбачається посередині прольоту головної балки. Якщо число відсіків парне, то монтажний стик проектують у першому від середини прольоту відсіці лівої чи правої частини балки.

У нашому прикладі з парним числом відсіків монтажний стик розміщуємо в лівому від середини прольоту відсіці балки (див. рис. 6).

Стики виконуємо зварним прямим швом з повною проварюванням з’єднувальних елементів із застосуванням фізичних методів контролю якості шва. Такий шов являється рівноміцним з основним металом і може не розраховуватися.

 

6.13. Розрахунок прикріплення балок настилу до головних балок

Розглянемо як варіант сполучення балок в одному рівні за допомогою болтів класу міцності 4.8 з розрахунковими опорами Rbs=160 МПа і R=430 МПа. Коефіцієнт роботи з’єднання gb=0,9 (табл. 35* [1], кількість болтів з’єднання n 2).

Товщина стінки балки настилу із двотавра І 30 tw=6,5 мм, товщина поперечного ребра головної балки ts=7 мм, тобто менша із двох товщин

St =6,5 мм. Число зрізів одного болта ns=1

Приймаємо діаметр болтів d=20 мм з площею перерізу А=3,14 см2

(табл. 62* [1]).

Несуча здатність болта при дії зсувного зусилля:

за зрізом стержня: Nbs = Rbs·A·ns·gb = 16·3,14·1·0,9 =45,22 кН;

за зминанням: Nbр = Rbs·d·St ·gb = 43·2·0,65·0,9 = 50,31 кН.

Таким чином менша із несучих здатностей болта становить Nb,min = 45,22 кН.

Розрахункове зусилля, яке передається від балки настилу на болтове з’єднання, становить F = Q = 90,37 кН.

Необхідна кількість болтів у з’єднані n F/ Nb,min = 90,37/45,22 = 2, приймаємо n = 2 болти.

Розміщуємо болти у з’єднанні у відповідності з вимогами табл. 39 [1].

 

 

7. Розрахунок колони

7.1. Вибір розрахункової схеми колони

Вибір розрахункової схеми передбачає визначення осьового зусилля, геометричної довжини колони та способу закріплення її кінців.

Розрахункове зусилля в колоні: N=2·Q=2·930,05=1860,1 кН.

Геометрична довжина колони:

за сполучення балок в одному рівні:

lc=H+d1-(h0+d)=8700+150-(1111+29)=7710 мм,

де Н=8700 мм – відмітка підлоги робочої площадки; d1=150 мм – заглиблення бази нижче відмітки чистої підлоги; h0 – будівельна висота перекриття робочої площадки, залежить від способу сполучення балок:

за сполучення балок в одному рівні:

h0=h+t=1100+11= 1111 мм,

де h=1100 мм – висота головної балки; h1=300 мм – висота балки настилу; t=11 мм – товщина настилу.

Враховуючи конструкцію обпирання балок на колони та колон на фундаменти, приймаємо шарнірне закріплення кінців колони. Розрахункова схема колони показана на рис. 8.

Розрахункові довжини колони:

lef = lx1 = ly1 = μ·lc = 1·7710 = 7710 мм.

 

7.2. Компонування перерізу стержня колони

Стержень наскрізної колони компонуємо із двох прокатних швелерів або двотаврів з’єднаних між собою планками (рис. 9).

В даному прикладі розрахована колона із двох двотаврів (рис. 9,б).

7.3. Розрахунок стержня колони

Стержень колони проектуємо зі сталі С245 з розрахунковим опором Ry=240 МПа.

7.3.1. Розрахунок колони відносно матеріальної осі Х11 (рис. 9).

Прийнявши попередньо гнучкість колони λ=50<λu=120, за табл. 72 [1] визначаємо коефіцієнт φ=0,852.

Необхідний радіус інерції перерізу колони згідно з прийнятою гнучкістю:

іх1=lx1/λ=771/50= 15,42 см.

Необхідна площа перерізу вітки колони:

А1=N/(2·φ·Ry·γc)= 1860,1/(2·0,852·24·1)=45,48см2.

За необхідними площею перерізу вітки А1=45,48 см2 і радіусом інерції іх1=15,42см з таблиць сортаменту приймаємо прокатний

двотавр І45 (додаток1, табл..3) з геометричними характеристиками:

Аb=53,4 см2, Іх=10820 см4, Іy=513 см4, іх=14,2 см, іy=3,1 см, bf=110 мм,

tf=12,6 мм, tw=7,5 мм.

Перевірка стійкості підібраного перерізу колони відносно матеріальної осі Х11, для чого:

обчислюємо гнучкість колони: λх1 = lx1/ix1 = 771/14,2 = 54,3 < λu=120;

залежно від λх1 = 54,3 і Ry = 240 МПа з табл. 72 [1] приймаємо коефіцієнт φ=0,857 і перевіряємо стійкість колони:

σ =N/(2·φ·Ab)=1860,1/(2·0,83·53,4)=20,98 кН/см2=209,8 МПа < Ryγc=240 МПа.

7.3.2. Розрахунок колони відносно вільної осі Y1-Y1 (рис.9)

Для попередніх розрахунків приймаємо гнучкість окремої вітки колони на відстані між планками у просвіті λb=30.

Виходячи з умови рівностійкості λх1= λef, визначаємо гнучкість стержня колони відносно вільної осі перерізу:

λy1= 45,3.

Необхідний радіус інерції перерізу колони відносно вільної осі:

iy1=ly1y1=771/45,3=17,02 см.

Необхідна ширина перерізу колони: b = iy1y1 де αy1 – коефіцієнт форми перерізу, приймається αy1 =0,44 - для перерізу із двох швелерів і αy1 =0,6 – для перерізу із двох двотаврів. Потрібну ширину перерізу заокруглюють в більший бік на 10 мм з таким розрахунком, щоб зазор між внутрішніми кромками полиць віток колони був не менше α2=b-2bf 100... 150 мм; для колони із двох двотаврів α2=b-2bf 100... 150 мм; тут bf – ширина полиці швелера чи двотавра.

У нашому прикладі (переріз із двох швеллерів)

b =iy1y1=17,02/0,44=38,9 см.

Приймаємо b = 390 мм, що забезпечує необхідний зазор між внутрішніми кромками полиць віток колони: а=b-2·bf=390-220=170 мм > 150 мм.

7.3.3. Перевірка стійкості колони відносно вільної осі

Призначаємо розміри планок (рис.9): ширина планки

ds= (0,5…0,8)b = (0,5…0,8)·390 = 192 … 312 мм, приймаємо ds = 280 мм; довжина планок bs = a2+2 · 50 = 170 + 2 · 50 = 270 мм; товщину планок приймаємо ts= (1/30..1/50)·ds = (1/30…1/50)·280 =9…5,4 мм,

 

Рис.9. Фрагмент конструктивної схеми стержня колони.

 

приймаємо ts = 9 мм > 6 мм.

Геометричні характеристики поперечного перерізу планки:

Is = Ix = ts·ds3/12 = 0,9·283/12 = 1646,4 см4;

Ws = Wx = ts·ds2/6 = 0,9·282 /6 = 117,6 см3.

Відстань між планками у просвіті: 93 см, приймаємо для попередніх розрахунків lb =90 см.

Обчислюємо відстані:

між осями планок: l=lb+ds =90+28= 118 см;

між осями віток:

для колон із двох швелерів: с = b - 2·z0 =39-5,36=33,64 см;

Величина відношення погонних жорсткостей вітки колони і планки:

n = Is·l/(Ib·c) = 1646,4·118/(513·33,64) = 11,3 > 5, де Ib = Iy =513см4.

Момент інерції та радіус інерції перерізу колони відносно вільної осі Y1-Y1:

Iy1 = 2·[Iy+Ab·(c/2)2] = 2·[513+53,4·(33,64/2)2] = 15621 см4;

12,09 см.

Гнучкість колони відносно вільно осі Y1-Y1:

λy1 = ly1/iy1 = 771/12,09 = 63,8.

Гнучкість вітки колони на відстані між планками у просвіті:

λb = lb/iy = 90/3,1 = 29,0.

Приведену гнучкість колони відносно вільної осі Y1-Y1 обчислюють залежно від величини відношення погонних жорсткостей якщо: при n < 5, то:

якщо: при n > 5, що має місце у нашому прикладі (n=6,0 > 5), то:

70,1.

Залежно від λуf=70,1 і Ry=240 МПа за табл. 72 [1] знаходимо коефіцієнт

φ= 0,855 і перевіряємо стійкість колони відносно вільної осі:

σ = N/(2· φ·Ab)=1860,1/(2·0,855·53,4)=20,37 кН/см2=203,7 МПа < Ry·γc=240 МПа.

7.3.4. Розрахунок планок

Обчислюємо умовну поперечну силу:

22,9 кН.

 

Умовна поперечна сила, що передається на систему планок, розміщених в одній площині:

Qs = Qfic/2 = 22,9/2 = 11,45 кН.

Розрахункове зусилля в планці:

перерізуюча сила: Fs = Qs ·l/c = 11,45·118/33,64 = 40,2 кН;

згинальний момент: Ms = Qs·l/2 = 11,45·118/2 = 675,55 кН·см.

Перевірка міцності планок на згин за нормальними напруженнями:

σ = Ms/Ws = 675,55/117,6 = 5,74 кН/см2 = 57,4 МПа < Ry·γc = 240 МПа,

де Ry – приймаємо з табл. 51* [1] для листового прокату товщиною, рівною товщині планок з тієї ж сталі, що і колона.

Розрахунок кутових швів, які прикріплюють планки до віток колони (див. рис.9).

Відповідно до марки сталі колони С245 шви виконуємо ручним зварюванням за допомогою електродів типу Э42 (табл. 55* [1]).

Розрахунок кутових швів виконуємо за металом шва в такій послідовності:

а) з табл.34* [1] приймаємо коефіцієнт β=0,7, а з табл.56 [1] – розрахунковий опір шва Rwf=180 МПа;

б) приймаємо катет кутового шва kf=7 мм і довжину шва lw=ds=280 мм;

в) обчислюємо геометричні характеристики шва:

площа перерізу: Aw = βf·kf·lw = 0,7·0,7·28 = 13,72 см2;

момент опору: Ww = βf·kf·lw2/6 = 0,7·0,7·282/6 = 64,03 см3.

г) нормальні та дотичні напруження в перерізі кутового шва:

σw = Ms/Ww = 675,55/64,03 = 10,55 кН/см2 = 105,5 МПа;

τw = Fs/Aw = 40,2/13,72 = 2,93 кН/см2 = 29,3 МПа.

д) перевіряємо міцність кутового шва планки на дію рівнодіючого напруження:

109,5 МПа < Rwfγwfγc=180 МПа.

7.3.5. Розрахунок бази колони

Розрахунок бази здійснюється згідно з вихідними даними до прийнятого прикладу.

Проектуємо базу з траверсою (рис. 10) зі сталі С245 з розрахунковим опором для опорної плити Ry=230 МПа (листовий прокат товщиною t>20 мм).

Розрахункове навантаження на базу становить N=1860,1 кН.

Фундаменти під колони передбачені з класу В15 з розрахунковим опором Rb=8,5 МПа.

Послідовність розрахунку бази.

Обчислюємо ширину опорної плити (рис. 10)

Впл = h+2·(tтр1) = 360+2·(10+75) = 530 мм,

де h – висота двотавра вітки колони; tтр – товщина листів траверси, у першому наближені приймається 8... 16 мм; с1 – звис опорної плити, приймається в межах 50... 120 мм. Остаточно ширину плити Впл приймаємо кратною 50 мм.

Розрахунковий опір бетону місцевому зім’яттю під опорною плитою бази:

Rb, loc= γ·Rb = 1,2·8,5 = 10,2 МПа.

Необхідна площа опорної плити бази:

Апл = N/Rb, loc = 1860,1/1,02 = 1823,6 см2.

Розрахункова довжина плити:

Lпл = Аплпл = 1823,6/53 = 34,41 см.

З конструктивних міркувань довжина опорної плити повинна бути (див. рис. 10) Lпл b+2C2, де b – ширина перерізу колони; C2 – розмір, який забезпечує зручність розміщення отворів для анкерних болтів, приймається для колон із двох швелерів C2 = 70... 80 мм, а для колон із двох двотаврів - C2 =bf / 2+(30...50) мм (тут bf – ширина полиці двотавра).

З урахуванням наведених рекомендацій розмір Lпл також заокруглюють, приймаючи кратним 50 мм. У нашому прикладі приймаємо Lпл=550 мм.

Напруження в бетоні під опорною плитою:

σf = N/(Впл·Lпл) = 1860,1/(53·55) = 0,63 кН/см2=6,3 МПа < Rb, loc=10,2 МПа.

Визначаємо величину розрахункового моменту в опорній плиті бази, для чого в межах опорної плити виділяємо три розрахункові ділянки (див. рис. 10):

1 – консольні, 2 – оперті на три сторони, 3 – оперті на чотири сторони.

Для кожної із виділених ділянок опорної плити визначаємо максимальний згинальний момент:

для 1 - ділянки: М1= σf·1·c12/2 = 0,63·1·7,52/2 = 17,72 кН·см.

Рис. 10. Бази колони.

для 2 – ділянки - визначаємо довжину вільного краю плити, яка приймається рівною висоті вітки колони d2=h=36 см; довжину закріпленої сторони плити визначаємо залежно від типу перерізу колони:

для колони із двох швелерів: b2 = (Lпл-b)/2;

b2=(Lпл-b)/2=(550-390)/2=80 мм;

де Lпл – довжина опорної плити, b – ширина перерізу колони, tw – товщина стінки двотавра (див. рис. 10).

Обчислюємо величину відношення довжини закріпленої сторони плити до вільної: b2/a2 = 80/360 = 0,222. У зв’язку з тим, що b2/a2 = 0,222 < 0,5, то М2f·1·b22/2=0,63·1·82/2=20,16 кН·см.

для 3 – ділянки - визначаємо довжину короткої сторони плити, яка в нашому прикладі d3 = b-2tw =390-2·7,5 = 391 мм; довжину більшої сторони плити b3=h=360 мм. визначаємо залежно від конструкції стержня колони:

Обчислюємо величину відношення більшої сторони плити до меншої

b3/a3 = 375/360 = 1,04. За табл. 8.6 [2] залежно від величини відношення сторін b3/a3 = 1,04 приймаємо коефіцієнт α=0,051 і обчислюємо згинальний момент:

М3 = α ·σf·1·a32 = 0,051·0,63·1·37,52 = 45,2 кН·см.

Розрахунковим являється Mmax = M3 = 45,2 кН·см.

Необхідна товщина опорної плити:

3,43 см.

У відповідності із сортаментом на листову сталь приймаємо tпл=36 мм.

Визначаємо висоту траверси: передача зусилля від стержня колони на траверсу здійснюється за допомогою чотирьох вертикальних кутових швів, довжина яких і визначає висоту траверси (див. рис. 10). Залежно від товщини листів траверси tтр = 10 мм приймаємо катет кутових швів kf=1,2 мм і обчислюємо потрібну їх довжину:

lw = N/(4·βf·kf·Rwf) = 1860,1/(4·0,7·1,2·18) =30,8 см.

Приймаємо lw=31 см, що відповідає конструктивним вимогам:

lw = 31 см < 85· βf·kf=85·0,7·1,2= 71,4 см.

Висота траверси з умови розміщення зварних швів:

hтр = lw+10 мм = 310+10= 320 мм.

З міркувань забезпечення необхідної жорсткості вузла висоту траверси приймають: hтр =(0,5…0,7)·b = (0,5…0,7)·390 = 295…273 мм.

Остаточно приймаємо висоту траверси hтр=320 мм.

7.3.6. Розрахунок оголовка колони

Конструкція оголовка показана на рис. 11.

Розрахункове навантаження на оголовок становить N=1860,1 кН.

Вертикальне ребро оголовка проектуємо з листової сталі С245 з розрахунковим опором Rp=366 МПа і Rs=133,4 МПа.

1. Розміри плити оголовка. Товщину плити оголовка приймаємо із конструктивних міркувань tпл1=25 мм (приймаємо не менше 20 мм).

Розміри плити в плані:

для колони із двох швелерів (рис. 11,а): Lпл1=b+40 мм, Впл1=h+40 мм

(рис. 11,б):

Lпл1=b+40 мм = 390+40 =430 мм,

Впл1=h+40 мм = 360+40 = 400 мм,

де b – ширина перерізу колони, h – висота вітки колони, bf – ширина полиці двотавра.

Проектне положення головних балок на колонах фіксується за допомогою монтажних болтів діаметром d=20 мм, для чого в плиті оголовка передбачаємо необхідні отвори діаметром do=23 мм (рис. 11).

2. Розміри вертикального ребра.

Товщину вертикального ребра оголовка обчислюємо з умови роботи його на зім’яття по контакту з опорною плитою:

ts1 = N/(lef·Rp) = 1860,1/(250·33,6) =2,2 см,

де lef = bs+ tw = 200+2·25 = 250 мм (тут bs – ширина опорного ребра головної балки, tw – товщина плити оголовка).

З урахуванням сортаменту на листову сталь приймаємо товщину вертикального ребра оголовка ts=22 мм.

Визначаємо висоту ребра оголовка.

Зварні шви оголовка, як і бази, виконуємо ручним зварюванням електродами з використанням електродів типу Э42 з Rwf=180 МПа і βf=0,7.

Ребро оголовка приварюється до стінок віток колони за допомогою чотирьох вертикальних швів, довжина яких і визначає висоту ребра (рис. 11).

Прийнявши катет кутових швів kf=9 мм, (kf=1,2 tw – товщина стінки вітки колони) обчислюємо необхідну їх довжину:

lw = N/(4·βf·kf·Rwf) = 1860,1/(4·0,7·0,9·18) = 41 см.

Приймаємо lw=41 см, що відповідає конструктивним вимогам:

lw = 41 см < 85·βf·kf = 85·0,7·0,9 = 53,55 см.

Тоді висота вертикального ребра:

hs1 = lw+10 мм = 410+10 = 420 мм.

Перевірка міцності вертикального ребра зрізу:

τ = N/(2·hs1·ts1) = 1860,1/(2·42·2,2)=10,06 кН/см2=100,6 МПа < Rsγc=133,4 МПа.

Розрахунок горизонтальних зварних швів, що прикріплюють вітки колони до плити оголовка.

Плита оголовка опирається на фрезеровані торці віток колони, тому горизонтальні шви відіграють тільки конструктивну функцію і не розраховуються, а катет їх приймається мінімальним у відповідності з табл. 38* [1].

У нашому прикладі розрахунку kf min=8 мм.

 

7.3.7. Конструювання колони

Після розрахунку оголовка, стержня та бази виконуємо конструювання колони, яке здійснюється за результатами розрахунків.

Геометрична довжина колони lc=7710 мм повинна дорівнювати сумі розмірів усіх елементів вздовж висоти колони:

lc= =

=25+7·280+(7-1)·780+689+320+36=7710 мм,

де n=7 – число планок або проміжків між ними;

 

ds=280 мм – ширина планок; lb=900 мм – відстань між планками у просвіті; hтр=320 мм – висота траверси; tпл=36 мм – товщина опорної плити бази; tпл1=25мм – товщина плити оголовка.

.

Конструктивна схема колони показана на рис. 12,а.

Конструктивна схема колони із двох швелерів показана на рис. 12,б.

Список літератури

 

1. СНиП ІІ-23-81*. Стальные конструкции / Госстрой СССР. – М: ЦИТП Госстроя СССР, 1991.-96 с.

2. ДБН В.1.2-2:2006. Навантаження і впливи.

3. Клименко Ф.Е., Барабаш В.М. Металеві конструкції: Підручник. – Львів: Світ, 1994. – 280 с.

4. Бабич В.І., Огороднік В.І., Романюк В.В., Таблиці для проектування будівельних конструкцій. Довідник. - Рівне, 1999 – 506с.

5. Романюк В.В., Робочий майданчик виробничих будівель. Навчальний посібник, - Рівне, 2007-281с.

Рис. 12. Конструктивна схема колони.


Дата добавления: 2015-09-06; просмотров: 156 | Нарушение авторских прав


Читайте в этой же книге: Пища, которая на любовь ответит взаимностью | Основные пищевые группы | Кальций | Витамин D | Еда вне дома: рестораны, фаст-фуды и перекусы | Введение | Информация о питании | Вихідні дані для виконання курсової роботи | Головні балки | Розрахунок балки настилу |
<== предыдущая страница | следующая страница ==>
Розрахунок головної балки| Конструкція робочої площадки

mybiblioteka.su - 2015-2024 год. (0.06 сек.)