4 Розрахунок і конструювання центрально-стиснутої колони к1

Низ колони має відмітку H₁ = -0,3 м; верх настилу H = 6,6 м. Будівельна висота перекриття:

h_буд = h_Б2 + t_н [см]. (4.1)

h_буд = 163,8 + 10 = 173,6 (см).

Геометрична довжина колони:

l = Н - h_буд - Н₁ [см]. (4.2)

l = 660 – 173,6 - (-30) = 516,4 (см).

Розрахункова довжина:

l_ef,x = l_ef,y = 0,7516,4= 361,48 (cм).

Навантаження на колону:

N = 2R_Б2 [кН]. (4.3)

N = 2870,32 = 1740,64 (кН).

4.1 Підбір перерізу наскрізної колони

Сталь С235 , R_y = 230 МПа (фасон, t =2…20 мм; лист, t = 2…20 мм); _с = 1.

Задаємось  = 0,6…0,8. Приймаємо  = 0,8. Визначаємо необхідну площу з умови стійкості:

[см²]. (4.1.1)

(см²).

Із сортаменту приймаємо 2 двотаври №33, А = 2А₁ = 253,8 = 107,6 см²;

і_х = 13,5 см; і_у = і₁ =2,79 см; І_у1 =419 см⁴.

Виконуємо перевірку стійкості відносно матеріальної осі “х”:

(4.1.2)

. (4.1.3)

_{Умова стійкості колони виконується}, підбираємо ширину перерізу:

[см]. (4.1.4)

(см),

де m= 1,2; для двотаврів _х = 0,41, _у = 0,52, h = 33 см для двотавра №33.

Приймаємо b = 320 мм.

Зазор між полицями двотаврів b₁ = b - b_f = 320 –140 = 180 - достатній для можливості фарбування колони всередині, тут b_f – ширина полиці двотавра.

Рисунок 4.1.1 – Розрахункова схема колони

Призначаємо гнучкість гілки колони ₁=30, але не більше 0,6 λ_х=0,626,78=16,1, тобто λ₁ = 40. Відстань між планками у світу:

l_d = λ₁i₁ [cм]. (4.1.5)

l_d = 16,1·2,79 = 44,9 (cм).

Приймаємо l_d = 45 см.

Геометричні характеристики відносно вільної осі “у”:

[см⁴]. (4.1.6)

(см⁴);

[cм]. (4.1.7)

(cм);

; (4.1.8)

Приведена гнучкість:

. (4.1.9)

Оскільки , то виконуємо перевірку стійкості за формулою (4.1.3), =0,941:

Стійкість відносно вільної осі забезпечена.

Рисунок 4.1.2 – Ескіз перерізу наскрізної колони

2. Розрахунок безрозкісної системи грат (планок)

Розміри планок решітки приймаємо конструктивно:

d = (0,5…0,7)b = 0,6b = 0,632 = 19,2 cм. Отже, d = 200 мм, t =10 мм.

Умовна поперечна сила в решітці:

[кН]. (4.2.1)

(кН), тут  = 1.

Зусилля, які діють у швах прикріплення планок до віток колони:

[кН]. (4.2.2)

(кН).

де l_d1 = l_d+d = 45+20 = 65 cм, c = b для двотаврів.

[кНсм]. (4.2.3)

(кНсм).

Приймаємо напівавтоматичне зварювання, _f = 0,9 ; _z =1,05 [1];

k_f,min= 5 мм; k_f,mах = 1,2t = 1,210 = 12 мм (t - товщина планки, t = 10 мм).

R_f = 180 МПа [1]; R_ωz = 0,45 R_un = 0,45360 = 162 МПа, де R_un = 360 МПа.

Оскільки, β_f  R_ωf = 0,9180 = 162 < β_zR_ωz = 1,05162 = 171, то розрахунковий переріз проходить по металу шва (1-1). Геометричні характеристики перерізу шва при k_f = k_{f, min} = 5 мм:

А_f = β_f  k_f (d-1) [cм²]. (4.2.4)

А_f = 0,90,5(20-1) = 8,6 (cм²);

[cм³]. (4.2.5)

(cм³).

Напруження у шві:

(4.2.6)

.

Умова міцності виконується, остаточно приймаємо k_f = 5 мм.

4.3 Розрахунок та конструювання оголовка колони

Приймаємо: товщину центрувальної планки t₁ = 14…16 мм, t₁ =16 мм; товщину плити оголовка t₂ = 20 мм. Тиск від балок передається на довжині:

l_loc = b₁+2(t₁+t₂) [см]. (4.3.1)

l_loc = 18+2(1,6+2)=25,2 (см).

Товщина діафрагми дорівнює:

[см]. (4.3.2)

(см),

де .

Приймаємо t_д = 20 мм.

Обираємо прикріплення діафрагми до стінок двотаврів швами k_f = 6 мм і напівавтоматичне зварювання; розрахунковий переріз проходить по металу шва. Висота діафрагми:

[см]. (4.3.3)

(см).

Перевіряємо умову:

h_д < 85β_f  k_f. (4.3.4)

45,8 см < 850,9  0,6=45,9 см.

Приймаємо h_д = 458 мм (конструктивно h_д = 300…500 мм).

Рисунок 4.3.1 – Схема вузла зєднання колони з балкою Б2

4.4 Розрахунок та конструювання бази колони

Приймаємо до розрахунку бетон B7,5, тоді R_b = 0,45 кН/см².

Розрахунковий опір бетону фундаменту місцевому тиску (зминанню):

R_b,loc = 1,2 R_b . (4.4.1)

R_b,loc = 1,20,45 = 0,54 .

Ширина опорної плити (конструктивно):

В = h+2t_mp+2c [мм]. (4.4.2)

В = 330+210+280=510 (мм),

тут h =330 мм (двотавр №33), t_тр =10 мм; с = 80…120 мм, прийнято с = 80 мм.

Площа опорної плити:

[cм²]. (4.4.3)

(cм²).

Довжина опорної плити:

[мм]. (4.4.4)

(мм).

З умови розміщення гілок:

L_min = b+b_f+220 [мм]. (4.4.5)

L_min = 320+140+220=500 (мм).

За розрахунком вийшло, що довжина плити набагато більша за L_min, що недоцільно. Тому збільшуємо клас бетону B10, тоді R_b = 0,6 кН/см². Розрахунковий опір бетону фундаменту місцевому тиску за формулою (4.4.1):

R_b,loc = 1,20,6 = 0,72 .

Довжина опорної плити:

[мм]. (4.4.6)

Отже, приймаємо L=500 мм, B  L=5150=2550 cм².

Реактивний тиск фундаменту приймаємо в якості навантаження на опорну плиту:

. (4.4.7)

Визначаємо згинальні моменти на ділянках 1, 2, 3 (див. рисунок 4.4.1).

Рисунок 4.4.1 – Ескіз бази колони

1. Відношення більшої сторони до меншої 33/32=1,03,  = 0,051.

[кНсм]. (4.4.8)

(кНсм).

тут b – менша сторона ділянки 1.

2. Відношення сторін ділянки 2:

.

[кНсм]. (4.4.9)

(кНсм).

3. Консольний звіс:

[кНсм]. (4.4.10)

(кНсм).

(кНсм).

Товщина опорної плити:

[см]. (4.4.11)

(см),

тут R_y = 22 кН/см² , лист, t = 20,1…40 мм.

Приймаємо t_p = 32 мм (конструктивно t_p = 20…40 мм). Висота траверси при

k_f = 7 мм (конструктивні межі: k_f,min = 5 мм , k_f,max = 1,2t =1,210=12 мм):

[см]. (4.4.12)

(см).

Приймаємо h_тр = 400 мм конструктивно.

ВИСНОВКИ

У даній курсовій роботі розглянуто розрахунок і конструювання робочої площадки у вигляді нормального типу балочної клітки з залізобетонним настилом.

Виходячи з попередніх розрахунків для проектування прийнято:

Балки настилу (другорядна балка Б1) виконані зі сталі С345, профіль балок двотавр №30 за ГОСТ 8239-89. Розрахований вузол з’єднання балок Б1 та Б2 в одному рівні за допомогою болтів n=4 шт., 20 мм, клас точності 4.6.

Головна балка Б2. Проведений розрахунок на міцність, за результатами якого був законструйований переріз балки: сталь С345, профіль – зварний двотавр із габаритами: стійка 1600×12мм сталь товстолистова ГОСТ 19903-74*; полички 340×18 мм, сталь широкосмугова універсальна ГОСТ 19281-89. З метою економії металу було розраховано і запроектовано змінний переріз поличок балки - на відстані 1/6 від опор розміри поличок 180×18мм. Перевірено місцеву стійкість верхньої полички та стінки, запроектовано ребра жорсткості з розміром 100×8мм. Розраховано та законструйовано опорну частину балки та монтажний шов.

Центрально стиснена колона К1 виконана зі сталі С235, переріз наскрізний, складений з двох двотаврів №33 за ГОСТ 8239-89. Проведений розрахунок на стійкість за результатами якого був запроектований переріз колони з безрозкісною системою грат – планки розміром 200×240×10 мм. Розраховано та законструйовано оголовок та базу колони.

Для забезпечення жорсткості робочої площадки у вигляді нормального типу балочної клітки передбачено систему вертикальних зв’язків: портальні по розміру L, хрестові – по В; виходячи з конструктивних міркувань прийнято спарені рівнополичні кутики 100×10 мм.

Всі елементи було розраховано згідно СНиП ІІ-23-81* „Стальные конструкции”. Виконано усі перевірки та умови раціоналізації використання матеріалів.

ЛІТЕРАТУРА

1. СНиП ІІ-23-81*. Стальные конструкции. Нормы проектирования.–М., 1991.–96 с.

2. ДСТУ Б В.1.2-3:2006.Прогини і переміщення. Вимоги проектування. [Чинний від 1 січня 2007 р.]. – К.:Мінбуд України, 2006. – 14 с.

3. Середюк В.Ф. Проектування металевих конструкцій робочої площадки виробничої будівлі. Методичні вказівки. / В.Ф. Середюк. – Вінниця: ВДТУ, 2002. – 54 с.

4. Свердлов В.Д. Металеві конструкції. Частина 1. /В.Д.Свердлов, І.П.Середюк, В.Ф.Середюк, Л.О.Жарко. – Вінниця: «УНІВЕРСУМ-Вінниця», 2003. - 263 с.