На бирже курсовых и дипломных проектов можно найти образцы готовых работ или получить помощь в написании уникальных курсовых работ, дипломов, лабораторных работ, контрольных работ, диссертаций, рефератов. Так же вы мажете самостоятельно повысить уникальность своей работы для прохождения проверки на плагиат всего за несколько минут.

ЛИЧНЫЙ КАБИНЕТ 

 

Здравствуйте гость!

 

Логин:

Пароль:

 

Запомнить

 

 

Забыли пароль? Регистрация

Повышение уникальности

Предлагаем нашим посетителям воспользоваться бесплатным программным обеспечением «StudentHelp», которое позволит вам всего за несколько минут, выполнить повышение уникальности любого файла в формате MS Word. После такого повышения уникальности, ваша работа легко пройдете проверку в системах антиплагиат вуз, antiplagiat.ru, etxt.ru или advego.ru. Программа «StudentHelp» работает по уникальной технологии и при повышении уникальности не вставляет в текст скрытых символов, и даже если препод скопирует текст в блокнот – не увидит ни каких отличий от текста в Word файле.

Работа № 86543


Наименование:


Курсовик Расчет и конструирование металлических конструкций многоэтажного производственного здания

Информация:

Тип работы: Курсовик. Добавлен: 03.04.2015. Сдан: 2015. Страниц: 24 + чертежи. Уникальность по antiplagiat.ru: < 30%

Описание (план):


Содержание

1. ИСХОДНЫЕ ДАННЫЕ ДЛЯ РАСЧЕТА
2. КОНСТРУИРОВАНИЕ И РАСЧЕТ БАЛОЧНОЙ КЛЕТКИ ПЕРЕКРЫТИЯ
2.1. Второстепенная балка перекрытия
2.1.1. Конструктивная и расчетная схемы
2.1.2. Подбор поперечного сечения из условия прочности
2.1.3. Проверка условия жесткости балки
2.2. Главная балка перекрытия
2.2.1. Конструктивная и расчетная схемы
2.2.2. Подбор поперечного сечения
2.2.3. Проверка прочности сечения по нормальным напряжениям
2.2.4. Конструирование балки переменного сечения. Построение эпюры
материалов
2.2.5. Проверка прочности уменьшенного сечения балки по касательным
напряжениям
2.2.6. Проверка прочности по приведенным напряжениям
2.2.7. Проверка прочности сварных швов
2.2.8. Проверки устойчивости балки
2.2.9. Расчет опорного ребра главной балки
2.2.10. Расчет и конструирование монтажного стыка
2.3. Центрально-сжатая колонна
2.3.1. Конструктивная и расчетная схемы
2.3.2. Определение расчетной нагрузки на колонну
2.3.3. Определение размеров поперечного сечения колонны
2.3.4. Проверка общей устойчивости колонны относительно оси х
2.3.5. Проверка местной устойчивости элементов колонны
2.3.6. База колонны с траверсами
Список литературы


ИСХОДНЫЕ ДАННЫЕ ДЛЯ РАСЧЕТА

Принимаю согласно шифру 655
Шаг второстепенных балок a принимаю кратным длине главной балки в пределах 2,0…3,5 м.
а=l_1/n,
где п – число второстепенных балок вдоль этого же размера согласно
схеме.
Индивидуальные исходные данные:
- l1=13,5м, l2=7,6м – размеры ячейки балочной клетки по внутренним граням стен;
-? q?_пост^н=2,0кН/м^2, q_вр^н=6,5кН/м^2-постоянная и временная нормативные нагрузки на междуэтажное перекрытие;
-? q?_чп=3,6 кН/м^2, q_кр^н=1,0кН/м^2-нагрузки на чердачное перекрытие и от веса покрытия и кровли;
- пэ=4 – число этажей;
- hэ =4,6м– высота этажа от пола до низа главной балки;
- 5- район строительства;
Материал всех несущих конструкций – сталь марки С235.
Компоновка перекрытия

Общая схема


Угловая ячейка рабочей площадки


L1=13,5м
L2 =7,6м.
Шаг второстепенных балок приняла а=3380мм, который находится в промежутке 2000-3500 мм, и он укладывается по длине в целое число n раз L1(L1=n•a). n= L1/a= 13520мм/3380мм=4


2. КОНСТРУИРОВАНИЕ И РАСЧЕТ БАЛОЧНОЙ КЛЕТКИ
ПЕРЕКРЫТИЯ

2.1. Второстепенная балка перекрытия

2.1.1. Конструктивная и расчетная схемы
Конструктивная и расчетная схемы второстепенной балки представлены на рис. 1.
Расчетный пролет второстепенной балки

l_(0,в.б.)=l_2+25/2-в_nгб/4 ,

где в_nгб?1/40•l_гб?1/40•13,5?0,3м - ширина пояса главной балки

l_(0,в.б.)=7,6+0,25/2-0,3/4=7,625м – расчетный пролет второстепенной балки

2.1.2. Подбор поперечного сечения из условия прочности

Второстепенную балку выполняю в виде прокатного двутавра.
Расчетная погонная нагрузка на балку

q_вб=(q_пост^н•?_fпост+q_вр^н•?_fвр )•а=

=(2,0•1,1+6,5•1,2)•3,38 =33,8 кН/м ,

где q_пост^н=2,0 кН/м^2 и q_вр^н=6,5кН/м^2 - постоянные и временные равномерно распределенные нормативные нагрузки;
?_fпост=1,1 и ?_fвр=1,2 – коэффициенты надежности по нагрузке для постоянной и временной нагрузок, принимаемые по [2, табл.1; п. 3.7];
а =3,38м– шаг второстепенных балок.
Максимальный расчетный изгибающий момент в середине пролета равен

М_max=(q_вб•l_(0,в.б)^2)/8•?=(33,8•(7,625 )^2)/8•1,05=257,93 кН•м,

где ? = 1,05 – коэффициент, учитывающий собственный вес балки.

Сечение балки подбираю из условия прочности по нормальным напряжениям

?=М_max/(W_x•c)?R_(y•) ?_c=25793/(973,15•1,1)?23•1,1 24,1кН/?см?^2?25,3кН/?см?^2
Требуемый момент сопротивления поперечного сечения балки
относительно оси х

W_xтр?M_max/(c?•R?_y•?_c )•?=25793/(1,1•23 •1,1)•1,05=973,15?см?^3,

где с=1,1 – коэффициент, учитывающий возможность появления пластического шарнира, принимаемый по [1, табл. 66];
Ry=23кН/см2 – расчетное сопротивление стали по пределу текучести для прокатной балки, принимаемое по [1, табл. 50 и 51];
?с=1,1 – коэффициент условий работы [1, табл. 6*].
Двутавровое сечение принимаю по прил. 2 с соблюдением требования из условия прочности

W_x?W_xтр.W_x=973,15 ?см?^3 I45

Геометрические характеристики:
h - высота балки = 450(мм),
b – ширина полки = 160(мм),
s – толщина полки = 9(мм),
t – толщина стенки = 14,2(мм),
? - линейная плотность = 0,665(кН/м),
Ix – момент инерции = 27696(см4),
Wx – момент сопротивления = 1232(см3).


2.1.3. Проверка условия жесткости балки

Относительный прогиб второстепенной балки не должен превышать допустимой величины

f/l_0вб =5/384•(q_вб^н•l_0вб^3)/(E•I_x )?[f/l_0вб ],

где Е=2,06·104 кН/см2 – модуль упругости стали;
Ix = 27696см4,– момент инерции принятого сечения относительно оси х;
[f/l_0вб ]=1/250=0,004 - предельно допустимый относительный прогиб для второстепенной балки, определяемый по [1, табл. 40*];

q_вб^н- нормативная погонная нагрузка с учетом собственного веса двутавра q_св^н = ?=0,665 кН/м.
q_вб^н=(q_пост^н+q_вр^н )•а+q_св^н=

=(2,0+6,5)•3,38 +0,665=29,40кН/м=
f/l_0вб =5/384•(0,294•(762,5)^4)/(2,06•?10?^4•19062)=2,27см?3,05см
Условие выполняется. Окончательно принимаем 45 двутавр.

2.2. Главная балка перекрытия

2.2.1. Конструктивная и расчетная схемы

Конструктивная и расчетная схемы главной балки представлены на рис. 2
Сосредоточенную силу F складываю из постоянной и временной нагрузок, от собственного веса второстепенной балки и собственного веса главной балки, ориентировочно равного 1 кН/м.

F=A_гр•(q_пост^н•?_fпост+q_вр^н•?_fвр )+l_вб•q_вб^н•?_(fв.б)+a•1•?_(fг.б),

где Aгр – грузовая площадь, м2

А_гр=L_2•a=7,6•3,38=25,7м^2

F=25,7•(2,0•1,1+6,5•1,2)+7,6•0,665•1,2+3,38•1•1,1=265,86кН



?МА= РB·13.5 -F·10.34-F·6.96-F·3.58=0
РB=411.2кН

?МB= РA·13.5-F·9.94-F·6.56-F·3.18=0
РA=386.38кН

М1= РA· a1= 386.38·3.58=1383.24 кН·м
М2= РA·a+a1-F·a =386,38·3,58+3,38-265,86·3,38=1790,6кН·м
М3= РB· a2 =411.2·3.18 = 1307.616кН·м

РB+ РA=3·F 411.2+386.38=3·265.86


2.2.2. Подбор поперечного сечения

Поперечное сечение главной балки принимаю составное сварное двутавровое, симметричное относительно двух осей (рис.3).
Определение высоты балки
1.Определение минимальной высоты балки из условия жесткости:

h_min=5/24•(R_y•l_0гб)/(Е•?_fср )•[l_0гб/f]=5/24•(23,5•1350)/(2,06•?10?^4•1,15)•[400/1]=112см,

где Ry =23,5кН/см2 – расчетное сопротивление стали по пределу текучести для составной сварной балки [1, табл. 50, 51];
E =2,06•?10?^4 кН/?см?^2– модуль упругости стали;
?_fср?1,15 – среднее значение коэффициента надежности по материалу
[l_0гб/f]=400/1-обратная величина предельно допустимого относительного прогиба для главной балки [1, табл. 40*].

2.Определение оптимальной высоты балки из условия прочности:
h_опт=1,15v(W_xтр/t_ст )=1,15v(6110,15/1)=90см h_ст=900мм
где 1,15 – конструктивный коэффициент для сварной балки;

W_xтр=M_max/(cR_y ?_c )=179060/(1,1•23,5•1,1)=6297,17?см?^3 - требуемый момент сопротивления;
с =1,1 – коэффициент для расчета на прочность стальных конструкций с учетом развития пластических деформаций [1, табл.66];
?_(с )=1,1 - коэффициент условий работы [1, табл.6*].

Толщина стенки:

1. По эмпирической формуле t_ст=7+3h_min=7+3•1,12=10мм=1см- толщина стенки в мм при hmin в м.
2. Из конструктивных требований tст = 8…16 мм.
Размеры высоты и толщины стенки назначаю в соответствии с ГОСТом на листовую сталь (прил. 3) с соблюдением требования

h_min?h_ст?h_опт

112см?95см?90см


Определение размеров полки балки
Размеры полок должны удовлетворять конструктивным требованиям:
1. b_n?180мм;

2. b_n?(1/3…1/5) h_ст?(1/3)•95?31см

3. b_n/t_n ?30 31/2=15,5см 15,5см?30см

4. t_ст?t_n?3t_ст 1см?2см?3см

5. t_n^max=40мм.
Размеры ширины и толщины полок назначены в соответствии
с ГОСТом на листовую сталь.

2.2.3. Проверка прочности сечения по нормальным напряжения

Для принятого сечения балки определяю момент инерции и
момент сопротивления относительно оси х:

I_x=(t_ст•h_ст^3)/12+b_n•t_n•((h_ст+t_n)/2)^2•2=

=(1•?(95)?^3)/12+31•2•((95+2)/2)^2•2=363126,91?см?^4;

W_x=I_x/y_цт ,

где y_цт=(h_ст+2t_n)/2=(95+2•2)/2=49,5см,

W_x=363126,91/49,5=7335,89
Проверка прочности сечения балки по нормальным напряжениям
?=M_max/W_x ?R_y ?_c
?=179060/7335,89?23,5•1,1 24,41кН/?см?^2?25,85кН/?см?^2

Резерв надежности не превышает 5%.


2.2.4. Конструирование балки переменного сечения. Построение
эпюры материалов

В целях экономии стали выполняю изменение сечения балки
по длине путем уменьшения ширины полок на приопорных участках
(рис.4), где изгибающие моменты невелики.
Ширину полок уменьшенного сечения принимаю
b_n^y=0,6•b_n=0,6•31=19см
в соответствии с ГОСТом на листовую сталь и не менее 18 см.
Строю эпюру материалов (рис.5), которая показывает несущую способность балки, т.е. величину изгибающих моментов, которые может выдержать балка:
- несущая способность полного сечения

M_max^n=W_x•R_y•?_c=7335,89•23,5•1,1=189632,76кН•см;

- несущая способность уменьшенного сечения

M_max^y=W_x^y•R_y•?_c=5054,93•23,5•1,1=130669,94кН•см

Значения M_max^n и M_max^y наношу на эпюру М.
С целью уменьшения концентрации напряжений переход от широкой
полки к узкой выполняю с уклоном 1 : 5,

??(5•(b_n-b_n^y ))/2 ??(5•(31-19))/2 30см

2.2.5. Проверка прочности уменьшенного сечения балки
по касательным напряжениям

Определение геометрических характеристик уменьшенного
сечения относительно оси х (рис.6):
Момент инерции и момент сопротивления

I_x^y=(t_ст•h_ст^3)/12+b_n^y•t_n•((h_ст+t_n)/12)^2•2=

=(1•?(95)?^3)/12+19•2•((95+2)/2)^2•2=250218,92?см?^4;

W_x^y=(I_x^y)/y_цт =250218,92/49,5=5054,93?см?^3


Статический момент полусечения

S_xnc^y=(t_ст•h_ст^2)/8+b_n^y•t_n•(h_ст+t_n)/2

=(1•?95?^2)/8+19•2•(95+2)/2=2971,1?см?^3

3.Статический момент полки

S_xпол^y=b_n^y•t_n•(h_ст+t_n)/2=19•2•(95+2)/2=1843?см?^3.

Проверка прочности по касательным напряжениям

Проверку прочности по касательным напряжениям выполняю
в опорном сечении балки с Qmax.

?_max=(Q_max•S_xnc^y)/(I_x^y•t_ст )?R_s ?_c

(411,2•2971,1)/(250218,92•1)?13,3•1,1 4,88кН?/см?^2?14,63кН?/см?^2 ,

где Rs =(0,58•23,5)/1,025=13,3кН?/см?^2 – расчетное сопротивление стали сдвигу [1, табл. 1*];
?с=1,1 – коэффициент условий работы [1, табл. 6*].

2.2.6. Проверка прочности по приведенным напряжениям

Проверку по приведенным напряжениям выполняю в уменьшенном сечении с наибольшим значением изгибающего момента (М_1сеч или М_2сеч).

?_пр=v(?_x^2+3?_xy^2 )?1,15R_y ?_c ,

где ?_x=(M_сеч•h_ст)/(2•I_x^y )=(115141•95)/(2•250218,92)=21,86кН/?см?^2 и

?_xy=(Q_сеч•S_xпол^y)/(I_x^y•t_ст )=(411,2•1843)/(250218,92•1)=3,03кН/?см?^2 - нормальное и касательное
напряжения в стенке балки на уровне поясных швов

?_пр=v((21,86)^2+3•(3,03)^2 )?1,15•23,5•1,1
22,48кН/?см?^2?29,7кН/?см?^2

Проверка прочности сварных швов

Проверка прочности сварных швов, приваривающих полки к стенке:

?_сш=(Q_max•S_xпол^y•1)/(I_x^y•2?•??_f•k_f )?R_wf•?_wf•?_(c ),
где Rwf =18кН/см2– расчетное сопротивление угловых швов срезу по металлу
шва [1, табл.3, 56];
?wf =0,85– коэффициент условий работы сварного шва [1, п. 11.2];
?f =0,9– коэффициент, зависящий от вида сварки [1, табл.3,4*];
kf – катет сварного шва, принимаемый по условию

k_fmin?k_f?1,2t_min,

где kf min =7мм – минимальный катет шва [1, табл.38*];
tmin =12мм– минимальная толщина одного из двух свариваемых элементов.

7мм?k_f?14,4мм k_f=7мм

?_сш=(411,2•1843)/(250218,92•2•0,9•0,7)?18•0,85•1,1

2,4кН/?см?^2?16,83кН/?см?^2


2.2.8.Проверки устойчивости балки

Проверку произвожу согласно [1, табл. 8*].
Для обеспечения местной устойчивости стенки балки в местах опирания второстепенных балок устанавливаю парные поперечные ребра жесткости на всю высоту стенки балки (рис.7).

l_ef/b_n ?[0,41+0,0032•b_n/t_n +(0,73-0,016•b_n/t_n )•b_n/h_0 ]•v(E/R_y ),
где? l?_ef=290см-наибольшая свободная длина до закрепления второстепенных балок (см);
=95см+2см=97см – расстояние между осями поясных листов.

338/31?[0,41+0,0032•31/2+(0,73•0,016•31/2)•31/97]•v((2,06• ?10?^4 )/23,5)
10,9см?15,4см
Размеры ребра

Ширина ребра из условия устойчивости самого ребра вр, мм,

b_p?h_ст/30+40мм ; b_p?950/30 +40=72мм

Толщина ребра tp, мм,

?4мм?t?_p=b_p/15; ? t?_p=b_p/15=72/15=4,8мм; 4мм?4,8мм

Расчет опорного ребра главной балки

Ширина опорного ребра (рис. 8) b_op?b_n^y;

b_op=2•b_p+t_ст=2•72+10=154мм=15,4см
15,4см?19см
Высота опорного ребра

h_op=h_ст+t_n+2,0см=95+2+2=99см

Нижний торец опорного ребра фрезеруется.
Толщина опорного ребра определяется из условия прочности на смятие торца ребра и принимается по ГОСТу на листовую сталь:

?_см=Q_max/(b_op•t_op )?R_p•?_c;

t_op=А_уор/b_op ?t_ст=18,0/15,4=1,2см 1,2см?1см
,
где А_уор = Q_max/R_p =411,2/22,9=18,0?см?^2 - требуемая площадь опорного ребра на смятие;
Rр =23,5кН/см2– расчетное сопротивление стали смятию торцевой поверхности (при наличии пригонки) [1, табл. 1*]
?_см=411,2/(15,4•1,2)?22,9•1,1

22,3кН/?см?^2?25,2кН/?см?^2
Принятое сечение опорного ребра балки проверяется на устойчивость относительно оси х как условного опорного стержня, включающего часть стенки балки длиной с=0,65t_ст•v(E/R_y ) [1, п. 7.12].
c=0,65•1,1•v((2,06• ?10?^4 )/23,5)=21,2см

?=Q_max/(?_x•A_yoc )?R_y•?_c,

где Ауос=A_yop+c•t_ст=18,0+21,2•1=39,2?см?^2 – площадь сечения условного опорного стержня;
?х – коэффициент продольного изгиба, принимается по [1, табл. 72] в зависимости от гибкости:
?х= h_ст/i_x ,
где i_x=v(I_yocx/A_yoc ) - радиус инерции условного опорного стержня;

I_yocx - момент инерции условного опорного стержня относительно оси х.

I_yocx=(c•t_ст^3)/12+(t_ор•b_op^3)/12=(21,2•1^3)/12+(1,2•?(15,4)?^3)/12=366,9?см?^4

i_x=v(366,9/39,2)=3см; ?х= 95/3=31,6 , тогда ?=0,931

?=411,2/(0,931•39,2)?23,5•1,1 11,3 кН/см2 ? 25,85 кН/?см?^2


Расчет и конструирование монтажного стыка

Монтажный стык выполняю с накладками на высокопрочных болтах диаметром 20 мм.
Суммарная площадь поперечного сечения накладок должна быть не менее площади поперечного сечения перекрываемых элементов.
Располагаю стык в средней трети балки на равном расстоянии от смежных ребер (в зависимости от расчетной схемы балки, см.рис.5).
Расчеты стыков полок и стенки выполняю раздельно.
Изгибающий момент, действующий в сечении, распределяю между полками и стенкой пропорционально моментам инерции. Поперечная сила полностью передается через стенку.

М_полок=(М_стыка•I_xполок)/I_xбалки ;

I_xполки=(I_xбалки-I_xстенки)/2;? I?_xстенки=(t_ст•h_ст^3)/12=(1•(?95)?^3)/12=71448?см?^4;

I_xполки=(363126,91-71448)/2=145839,5?см?^4;

М_полок=(173742•291679)/363126,91=139557кН•см;

М_стенки=(М_стыка•I_xстенки)/I_xбалки =

(173742•71448)/363126,91=34185кН•см
или

М_стенки=М_стыка-М_полок=

173742-139557=34185кН•см

Несущая способность одного высокопрочного болта Qbh определяется
[1, ф. 131*, п.11.13*]

Q_bh?(R_bh•?_b•A_bh•?)/?_h ,

где R_bh = 0,7•R_bun - расчетное сопротивление растяжению высокопрочного болта;
R_bun=1350Н/?мм?^2=13,5кгс/?мм?^2-наименьшее временное сопротивление
R_bh = 0,7•13,5=94,5кН/см2
? = 0,35 – коэффициент трения, принимаемый по табл. 36*;
?_h=1,06 – коэффициент надежности, принимаемый по табл. 36*;
A_bh=2,45см2 – площадь сечения болта нетто, определяемая по табл. 62*;
?_b=0,8 – коэффициент условий работы соединения, зависящий от количества n болтов, необходимых для восприятия расчетного усилия, и принимаемый равным:
0,8 при n<5

Q_bh?(94,5•0,8•2,45•0,35)/1,06•2=122,315кН


Расчет стыка полок

Полка балки перекрывается тремя накладками: одна верхняя и
две нижние, ширину которых определяю по рис.9.
Ширина верхней накладки

b_вн=b_n b_вн=31см

Ширина нижней накладки

b_нн=(b_n-t_ст-2k_f-2см)•0,5=

(31-1-2•0,7-2)•0,5=13см

Продольное усилие, передающееся через полку балки:

N_n=M_полки/(h_ст+t_n )=69778,5/(95+2)=719,4кН/см

Толщину накладок определяю из условия

b_n•t_n?(b_вн•t_н+2b_нн t_н ), t_н=(b_n•t_n)/(b_вн+2b_нн )=(31•2)/(31+2•13)=1,1см

31•2?(31•1,1+2•13•1,1) 62см?62,7см

Количество высокопрочных болтов определяю для полунакладки и округляю в большую сторону до четного значения [1, ф. 132*]: расстояния между центрами болтов и до краев элементов назначаю по[1,табл.39].

n_б=N/[Q_bh ] =719,4/122,315=5,8 n_б=6 болтов

Ширина полунакладки

b_н^`=(b_n-t_ст-2k_f-2•1,25)/2=(31-1-2•0,7-2•1,25)/2=16,6см

k_f=0,7см - катет шва;
1,25 – защита

Размещаю болты в рядовом порядке на минимальных расстояниях в соответствии с [1, табл. 39] в зависимости от количества болтов (рис.10).

Высота накладки равна
h_н=h_ст-2k_f-2см=95-2•0,7-2=91,6см
Поперечная сила распределяется равномерно на все болты полунакладки:

V=Q_стыка/n=145,34/36=4кН,
где п=36 – число болтов на полунакладке, определяемое после конструирования;
Qстыка =11,6кН – поперечная сила в месте стыка (см.рис.5).
Для определения усилий от момента болты расставляются по
высоте стенки на принятое количество горизонтальных рядов сим-
метрично относительно нейтральной оси.

Усилие в наиболее загруженном болте

N_max=N_1=(M_стенки•l_max)/(m?l_i^2 ),
где т – количество вертикальных рядов болтов в полунакладке;
lmax=90см – максимальное расстояние между крайними симметрично расположенными болтами;
li =6см – расстояние между парами болтов, расположенных симметрично относительно оси х;
?l^2=l_1^2+l_2^2+l_3^2+l_4^2+l_5^2+l_6^2+l_7^2+l_8^2+l_9^2==5^2+?15?^2+?25?^2+?35?^2+?45?^2+?55?^2+?65?^2+?75?^2+?85?^2=24225см
- сумма квадратов шагов болтов

N_max=N_1=(34185•85)/(2•24225)=60кН/см,
Условие прочности для наиболее загруженного болта от изгибающего момента и поперечной силы:

S=v(N_max^2+V^2 )?Q_bh

S=v(?60?^2+4^2 )?122,315 60кН?122,316кН,

где S – равнодействующая усилий в болте от момента и поперечной
силы;
Qвh – расчетное усилие, которое может быть воспринято каждой поверхностью трения соединяемых элементов, стянутых одним высокопрочным болтом, определяется по [1, ф. 131*].
Шаги болтов по ширине накладки принимаются минимальными
в соответствии с [1, табл. 39]

Центрально-сжатая колонна

2.3.1. Конструктивная и расчетная схемы

На рис. 12 представлены конструктивная и расчетная схемы колонны.
Расчетная длина стержня колонны

l_0=l_k•? ,

где µ =1– коэффициент условий закрепления концов стержня, принимается по [1, табл. 71, а].
Геометрическая длина колонны первого этажа:

l_k=h_з+h_э+0,5h_гб=1+4,6+0,5•0,95=6,075м

hз= 1 м– расстояние от нулевой отметки до обреза фундамента;
h_э=4,6-высота этажа от пола до низа главной балки;
h_гб=950мм-высота главной балки.

l_0=6,075•1=6,075м

2.3.2. Определение расчетной нагрузки на колонну

На колонну передаются нагрузки:
– от главных и второстепенных балок перекрытия каждого этажа;
– чердачного перекрытия;
–веса покрытия и конструкции кровли;
– собственного веса колонны;
–снеговой нагрузки.
Расчетная нагрузка на колонну 1-го этажа

N_k=2•(R_(гб+) R_вт )•(n_э-1)+(q_чп+q_кр^н•?_f+q_сн•l_1•l_2 )+n_э•l_к•?_f•F_св,

где Rгб и Rвб – опорные реакции главной и второстепенной балок;
n_э=4-число этажей;
q_чп=3,6кН/м^2-расчетнаянагрузка от чердачного перекрытия;
q_кр^н=1,0кН/м^2-нормативная нагрузка от покрытия и веса кровли;
?_f=1,05 – коэффициент надежности по нагрузке для металлических
конструкций,табл.1 [2]
q_сн=0,5•1,4=0,7 кН/м^2 -полное расчетное значение снеговой нагрузки
[2, табл. 4];
Fcв– ориентировочный нормативный вес погонного метра колонны, при-
нимаемый равным 1 кН/м.

N_k=2•(411,2+126,33)•(4-1)+(3,6+1•1,05+0,7•13,5•7,6)+
+4•6,075•1,05•1=3327,17кН

2.3.3. Определение размеров поперечного сечения колонны

Площадь поперечного сечения колонны определяю из условия устойчивости (рис.13):

N_k/(?_x•A)?R_y•?_c 3327,17/(0,612•210,3)?23,5•1,1 25,85кН/?см?^2?25,85кН/?см?^2,

где ?х =0,612– коэффициент продольного изгиба, для предварительного расчета принимается по гибкости ?х = 90 [1, табл. 72];
А – площадь сечения колонны.
Требуемая площадь сечения колонны из условия устойчивости

A_тр?N_k/(?_x•R_y•?_c )=3327,17/(0,612•23,5•1,1)=210,3?см?^2

Размеры полок и стенки должны отвечать конструктивным требованиям:
А_n?0,4•A_тр?0,4•210,3=84,12?см?^2;
А_ст?0,2•A_тр?0,2•210,3=42,06?см?^2;
b_n?h_ст;
t_ст=8…16мм; h_ст=А_ст/t_ст =42,06/1,2=35,1см 360мм;
t_ст?t_n?3t_ст; 1,2?t_n?3,6 t_n=2,4см;
b_n=А_n/t_n =84,12/2,4=35,1см 360мм
t_n?40мм;
h_ст^min=30см
По этим требованиям назначаю размеры сечения в соответствии с ГОСТом на листовую сталь.

2.3.4. Проверка общей устойчивости колонны относительно оси х

?=N_k/(?_x•A)?R_y•?_c ,

где А =2•b_n•t_n+t_ст•h_ст=2•36•2,4+1,2•36=216?см?^2– площадь сечения;
I_x=(t_n•h_n^3)/12•2+(h_ст•t_ст^3)/12=(2,4•?36?^3)/12•2+(36•?1,2?^2)/12=18666?см?^4- момент инерции
сечения;

i_x=v(I_x/A)=v(18666/209,1)=9,4см-радиус инерции сечения;
?х = l_0/i_x =607,5/9,4=64,63 - гибкость стержня.
Т. к. ?х=64,63, то коэффициент продольного изгиба ? =0,754[1, табл. 72].
Проверка устойчивости

?=3327,17/(0,754•209,1)?23,5•1,1 21,2кН/?см?^2?25,85кН/?см?^2 .

2.3.5. Проверка местной устойчивости элементов колонны

Проверка местной устойчивости стенки колонны выполняется по [1, п. 7.23*].
Стенка колонны
При h_ст/t_ст ?v(E/R_y ) 36/1,2?v((2,06•?10?^4)/23.5) 30кН/?см?^2?30кН/?см?^2

Ширина ребер принимается

b_p?h_ст/30+40мм 360/30+40=52мм.

Толщина ребер

? t?_p=b_p/15=52/15=3,5мм?4мм

Полка колонны

Для обеспечения местной устойчивости полок соблюдается условие [1, п. 7.23*, табл. 29*]

(b_n^`)/t_n ?(0,36+0,10?_n)•v(E/R_y ,)
где ?_n=(b_n^`)/t_n •v(R_y/Е-)условная гибкость;

b_n^`=b_n/2-t_ст/2=36/2-1,2/2=17,4см; ?_n=17,4/2,4•v(23,5/(2,06•?10?^4 ))=0,2;
17,4/2,4?(0,36+0,10•0,2)•v((2,06•?10?^4)/23.5) 7,25?11,25

2.3.6. База колонны с траверсами

Площадь опорной плиты рассчитывается из условия прочности фундамента

А_оп=N/(?_ф•R_b )=3327,17/(1,26•0,765)=3451,8?см?^2,
где Rb=0,765 кН/см2 расчетное сопротивление бетона (прил.4);
?_ф-коэффициент увеличения Rb в зависимости от соотношения площадей
фундамента и опорной плиты, при

А_ф/А_оп =2

?_ф=?(А_ф/А_оп =?2) =1,26

Определение размеров опорной плиты

Так как габаритные размеры колонны b_n?h_ст , опорную плиту
принимаю квадратной со стороной
В=v(А_оп )=v(3351,8 )=57,9см?60см по ГОСТу на листовую сталь. Толщину опорной плиты рассчитываю после конструирования базы.
Фактическое реактивное давление на плиту:

?_ф=N_k/B^2 ??_ф•R_b=3327,17/?60?^2 =0,924?0,964

Определение размеров траверс и ребер базы колонны

Траверсы и ребра жесткости предназначены для равномерного
распределения нагрузки от стержня колонны по площади опорной плиты (рис.14).
Задаю величины:
t_тр=10…14мм t_тр=12мм
t_р=t_тр-2мм=12-2=10мм;
h_p=0,8•h_тр

Высоту траверсы определяю из условия прочности сварных швов, приваривающих траверсы к стержню колонны.

N_k/(4•?_f•k_f•h_тр )?R_wf•?_wf ?•??_c;

h_тр?N_k/(4•?_f•k_f•R_wf•?_wf ?•??_c )+2t_тр=

=3327,17/(4•0,9•0,7•18•0,85•1,1)+2•1,2=80,8см=80см,

где kf принимаю k_f^min800мм?900мм

h_p=0,8•80=64см

3327,17/(4•0,9•0,7•80)?18•0,85•1,1 16,4?16,83;

Определение толщины опорной плиты

Опорная плита (рис.15) представляет собой пластинку на упругом основании (фундамент), закрепленную на разных участках по двум (4), трем (2,3) и четырем (1) сторонам траверсами, ребрами, стенкой и полками колонны.
Эти пластины загружены равномерно распределенным реактивным давлением со стороны фундамента ?_ф на полосе шириной 1 см.

q_ф=?_ф•1см=0,924•1=0,924см
Для определения толщины опорной плиты на каждом участке вычисляю изгибающие моменты, зависящие от соотношения сторон. При опирании на три стороны – защемленной к свободной; при опирании на четыре стороны – большей к меньшей.
Участок 1 – работает на изгиб как пластина, опорная по четырем
сторонам. Изгибающий момент М1 равен

М_1=?•q_ф•а_1^2=0,125•0,924•?17,4?^2=34,97кН•см,
где ?=0,125 – коэффициент, зависящий от отношения длинной стороны в1 к
короткой а1, ?=в_1/а_1 =36/17,4=2,1 (см.прил. 5).

Участки 2 и 3 – пластина, опертая по трем сторонам. Изгибаю-
щие моменты М2 и М3 равны:

М_2=?•q_ф•а_2^2, в_2/а_2 =9,6/36=0,27

М_3=?•q_ф•а_3^2, в_3/а_3 =10,8/38,8=0,28,

где ? – коэффициент, зависящий от отношения закрепленной стороны пластины вi к свободной аi, ?=в_1?а_1 (прил. 5)
При отношении сторон в_1?(а_1>2 или<0,5 то плиту расчитываю как консоль)

М=q_ф•?в_i^2?_ /2.

М_2=0,924•?9,6?_^2/2=42,58кН•см
М_3=0,924•?10,8?_^2/2=53,89кН•см

Участок 4 – опирается по двум сторонам (рис.16). Изгибающий
момент определяется как для пластины, опертой по трем сторонам, с условными размерами ?a`?_4 и ?в`?_4.

М_4=?•q_ф•??a`?_4?^2; ? а?_4?в_4 =72,2/145=0,5
М_4=0,06•0,924•?(14,5)?^2=11,7кН•м

Толщина опорной плиты определяется из условия прочности участка пластины с максимальным изгибающим моментом М max:

?=М_max/W_пл ?R_(y•) ?_c,

где W_пл=(1см•t_пл^2 )/6=M_max/(R_(y•) ?_c ); t_пл=v((M_max•6)/(R_(y•) ?_c•1))=v((53,89•6)/(23,5•1,1•1))=3,5см=35мм
Принимаем t_пл=36мм
Толщину плиты принимаю в соответствии с ГОСТом на листовую сталь и она не превышает 40 мм.

W_пл=(1см•?3,6?^2 )/6=53,89/(23,5•1,1) 2,2см=2,2см


?=53,89/2,2?23,5•1,1 24,50кН/?см?^2?25,85кН/?см?^2
Список Литературы

1. СП 16.13330.2011. Актуализированная редакция «СНиП II-23-81* Сталь-
ные конструкции». – М., 2011.
2. СП 20.13330.2011. Актуализированная редакция «СНиП 2.01.07-85* На-
грузки и воздействия». – М., 2011.
3. Металлические конструкции. Общий курс: учебник для вузов/
Е.И.Беленя, В.А.Балдин, Г.С.Ведеников и др.; под общ. ред. Е.И. Беленя.
– 6-е изд., перераб. и доп. – М.: Стройиздат, 1986.


Перейти к полному тексту работы


Скачать работу с онлайн повышением уникальности до 90% по antiplagiat.ru, etxt.ru или advego.ru


Смотреть похожие работы

* Примечание. Уникальность работы указана на дату публикации, текущее значение может отличаться от указанного.