• RU
  • icon На проверке: 14
Меню

Стальной каркас одноэтажного промышленного здания

  • Добавлен: 25.10.2022
  • Размер: 1 MB
  • Закачек: 0
Узнать, как скачать этот материал

Описание

Стальной каркас одноэтажного промышленного здания

Состав проекта

icon
icon м_.dwg
icon Записка 1.doc

Дополнительная информация

Контент чертежей

icon м_.dwg

м_.dwg
Одноэтажное промздание
План здания на отм. 0.000
Связи по верхним поясам ферм
Связи по нижним поясам ферм
Связи между колоннами
Связи между фонарями
спецификация металлла
Рулонный ковер (гидроизол) - 4 слоя
Защитный слой (гравий
утопленный в бетоне)
Стальная панель с обшивкой из профнастила
спецификация металла
СПЕЦИФИКАЦИЯ МЕТАЛЛА
Примыкание фермы к колонне

icon Записка 1.doc

Министерство сельского хозяйства РФ
Орловский Государственный Аграрный Университет
по дисциплине «Металлические конструкции»
на тему: Стальной каркас одноэтажного промышленного здания
ЗАДАНИЕНА ПРОЕКТИРОВАНИЕ3
КОМПОНОВКА ПОПЕРЕЧНОЙ РАМЫ4
СТАТИЧЕСКИЙ РАСЧЁТ ПОПЕРЕЧНОЙ РАМЫ5
РАСЧЁТ И КОНСТРУИРОВАНИЕ КОЛОННЫ16
РАСЧЕТ СТРОПИЛЬНОЙ ФЕРМЫ27
Заданиенапроектирование
Кафедра агропромышленного и гражданского строительства
выдачи задания: 9.10.11г.
сдачи проекта: 19.12.11г.
На курсовой проект по дисциплине:
«Металлические конструкции»
Район строительства: г.Томск S0=15 кНм2 W0=038 кНм2;
Грузоподъемность крана: 500100 кН;
Характер покрытия: Холодное;
Высота от пола цеха до головки кранового рельса: 12 м;
Задание принял студент: Аношин А. А.
Задание выдал преподаватель: Блажнов А. А.
Компоновка поперечной рамы
Рис .1. Схема поперечной рамы.
Вертикальные размеры (Нк=3150 по прил. 1)
Н2 ³ (Нк+100)+f=3150+100+250=3500
Н0 ³ Н1+Н2=12300+3500=15150
Ближайший больший размер кратный 600 мм - 15800 мм. Принято Н0=15800 мм. При высоте подкрановой балки с рельсом равной 18 её пролёта Нв=(hб+hр)+Н2=(1000+500)+3500=5000 мм. При заглублении базы колонны на 1 м ниже пола Нн=Н0-Нв+1000=15800-5000+1000=11800 мм. Полная высота колонны Н=Нв+Нн=16800 мм. Высота фермы Нф=3150 мм высота фонаря Нфн=4500 мм.
Горизонтальные размеры (В1=300 по прил.1)
Устраивать проход в теле колонны нет необходимости поэтому привязка а=250; высота сечения верхней части колонны hв=600
l1 ³ В1+(hв -а)+75=300+ (600-250)+75=725 мм
Назначаем l1=750 мм (кратно 250 мм).
hн=l1+а=750+250=1000 мм
Пролёт мостового крана lк=l-2l1=27000-2·750=25500 мм
Сечение верхней части колонны назначаем сплошностенчатым двутавровым нижней - сквозным.
Статический расчёт поперечной рамы
Расчётная схема рамы. В соответствии с конструктивной схемой (рис. 1) выбираем её расчётную схему и основную систему (рис. 3 а)
Рис.3. Расчетная схема рамы. Постоянные снеговые нагрузки.
Расстояние между центрами тяжести верхнего и нижнего участков колонн
е0=05(hн - hв)=05(1000-450)=275 мм=028 м
Соотношения моментов инерции: Jн Jв=5; Jр Jн=4. Если Jв=1 то Jн=5; Jр=20. Сопряжение ригеля с колонной назначаем жёстким цех однопролётный).
Нагрузки на поперечную раму. Все нагрузки подсчитываются с учётом коэффициента надёжности по назначению .
Постоянная нагрузка. Нагрузку на 1 м2 кровли подсчитываем по таблице.
Коэффициент надежности по нагрузке
Защитный слой (битумная мастика с втопленным гравием) =21кНм3 t=20мм
Гидроизоляция (4 слоя рубероида)
Стальная панель с обшивкой из профилированного листа
Собственный вес металлических конструкций шатра (фермы фонари)
Расчетная равномерно распределенная линейная нагрузка на ригель рамы
- угол наклона кровли к горизонтальной плоскости.
Опорная реакция ригеля рамы
FR =qп*L2=171*272 = 23085 кН
Расчётный вес колонны. Верхняя часть (20% веса)
где: qк - расход стали на колонны равный при грузоподъёмности кранов до 1000 кН 025-060 кНм2.
Нижняя часть (80% веса)
Поверхностная масса навесных стен 2 кН м переплётов с остеклением 035 кН м. Силы условно приложенные к низу надкрановой и подкрановой частям колонны по оси сечения: в верхней части колонны (включая вес этой части)
В нижней части колонны
F2=095 [12*2(04+24)12+11*035*12*6]+287=116 кН
Постоянные нагрузки показаны на рис. 3б.
Снеговая нагрузка. Вес снегового покрова для г.Томск кПа. При коэффициент надёжности по нагрузке . Линейная распределённая нагрузка на ригель рамы от снега (рис. 9в)
где: - коэффициент равный при уклоне кровли . 25° единице.
Опорная реакция ригеля
Вертикальные усилия от московских кранов.
Рис. 4. Нагрузки от мостовых кранов.
База крана (525м) и расстояние между колесами двух кранов (12м) а также нормативное усилие колеса – 380 кН по приложению.1.
Расчетное усилие Dmax передаваемое на колонну колесами крана
(вес подкрановой балки Gп=025*12*272=405кН);
Определим минимальное усилие от колес крана на другую колонну рамы:
Сосредоточенные моменты от вертикальных усилий Dma кН*м
Горизонтальная сила от мостовых кранов передаваемая одним колесом
Считаем условно что сила Т приложена в уровне уступа колонны (рис.4).
Ветровая нагрузка (рис.5). Нормативный скоростной напор ветра по СНиП [3] W0=038 кПа.
Рис. 5. Определение ветровой нагрузки.
Сосредоточенные силы от ветровой нагрузки по формулам:
Эквивалентные линейные нагрузки по формулам:
Статический расчет поперечной рамы.
Расчет на постоянные нагрузки. Основная система приведена на рис. 6а.
Рис. 6. Расчет рамы на постоянную нагрузку.
Сосредоточенный момент из-за смещения осей верхней и нижней частей колонны:
Параметры по прил.2: n=15=02; НВН=5168=029803. Каноническое уравнение для левого узла (метод перемещений)
Моменты от поворота узлов (рис.12б) на угол (эпюра М1):
МА=КА* Мс=Кс* МВ=КВ*i=-1055i
т.к. и по прил.2 (погонная жесткость колонны).
Моменты от нагрузок на стойках Мр (рис.6 в)
МА=КА*М=0353(-13436)=-4743 кНм
Мв = Кв*М = - 0145 (-13436) =1948 кНм
Мсн = Кс*М = -0695 (-13436) = 9338 кНм
=- (Кс + 1) *М = (-0695 +1)(- 13436) = -4098 кНм
В приведённых выражениях момент М действует в противоположную сторону чем момент на схеме в прил. 2. Поэтому эпюра М на стойке имеет противоположные знаки.
Моменты на опорах ригеля (защемлённая балка постоянного по длине сечения)
Коэффициенты канонического уравнения :
= -1948-10388=- 105828 (по эпюре Мр)
= 105828 603 i = 1755 i
Моменты от фактического угла поворота (M1*)
МА = 0887 МВ = -1055
Мс = -0472 = 379i*1755i =87399 кНм.
Эпюра моментов М ( + Мр) от постоянной нагрузки (рис.6г):
МА= 15567 – 4743 = 10824 кНм ; МВ = - 18515 + 1948 = -16567 кНм;
= 87399 – 10388 = - 16481 кНм; = - 4098 – 8284 = -12382 кНм;
=9338 – 8284 =-1054 кНм
Поперечные силы в стойках рамы определяются как в простых балках по формуле
где Qo - поперечная сила от внешней нагрузки;
Мправ и Млев - моменты на правом и левом концах стойки или её участка;
l - длина стойки или её участка
Значения Q вычисляем по эпюре М строим эпюру поперечных сил (рис.6д).
На рис. 6е приведена эпюра нормальных сил (с учётом веса стен и собственного веса колонн).
Проверкой правильности расчётов служит равенство моментов в узле В (139 142) равенство перепада эпюры моментов в точке С (85 – 27 = 68) внешнему моменту (68) а также равенство поперечных сил на верхней и нижней частях колонны.
Расчёт на нагрузку от снега. Проводится аналогично расчёту на постоянные нагрузки. Сосредоточенный момент на колонне
М = FR ео = -32319 025 == - 9049 кНм
Моменты от нагрузки (Мр):
МА= 0353 (-9049) = - 3194 кНм; МВ= - 0145 (-9049) = 1327 кНм:
= - 0695 (-9049) = 6289 кНм; = 0305 (-9049) = - 276 кНм;
= - 2394*27212= - 145435 кНм
Коэффициент канонического уравнения:
=533 i; = -1327 – 145435= - 146762
Угол поворота =146762 533i = 27535i
Момент от фактического угла поворота (М1*)
Мс= -0472 = 498 i*27535i =137124 кНм
Эпюры усилий от снеговой нагрузки показаны на рис. 7.
Рис.7. Эпюры усилий в раме от снеговой нагрузки.
МА= - 3194+24423 = 21229 кНм; МВ= 1329– 29049 = - 27722 кНм;
= - 276 – 12996 = - 15756 кНм; = 6289 – 12996 = - 6707 кНм;
= - 145435+137124 = - 8311 кНм.
Поперечные и продольные силы:
QАС=(-6707-21229)118= - 2367 кН; QВС=(-27722–(-15756))5= - 2367 кН;
NВ=NА= - 32319 кН; Nриг= - 2367 кН.
Расчет на вертикальную нагрузку от мостовых кранов. Расчет проводится при расположении тележки крана у левой стойки. Основная система и схема нагрузки приведены на рис. 8а.
Проверка возможности считать ригель абсолютно жестким: К=Jр Н Jн l = 20*168 5*27= 249 > 6 () = 187.
где: Jр Jн – моменты инерции ригеля и нижней части колонны;
Каноническое уравнение для определения смещения плоской рамы:
Моменты и реакции от смещения верхних узлов на = 1 (рис. 86) - по прил. 2
= 2 FRB = 2 t Н = - 2 6283 t 168= - 0748 t
Моменты и реакции на левой стойке от нагрузки (рис. 8в):
МА = КА М = 0353 7634 =26948 кНм;
МВ = КВ М = - 0145 7634 = -11069 кНм;
= КС М = - 0695 7634 = - 53056 кНм;
= (Ко + 1) М = 0305*7634 = 23284 кНм;
FRB = * М Н = 15 – 7634 168 = 6816 кН
Рис. 8. Эпюры вертикальных нагрузок от мостовых кранов.
Усилия на правой стойке можно получить аналогично или умножая усилия левой стойки на отношение
МminМmax= 224687634 =0294
Реакция верхних концов стоек
= FRB - = 6816– 6816*0294 = 4812 кН
Смещение плоской рамы
= - = 4812 0748 t = 6433 t
Крановая нагрузка - местная поэтому коэффициент учитывающий пространственную работу каркаса . При жёсткой кровле по формуле:
= n0(1n + 2 ) = 4 [ 110 + 842 2 (1082 + 842 +722+602 + 362 +122)] 294 = 034
Смещение с учетом пространственной работы по формуле:
= = 034 6433 t =2187 t
Эпюра моментов М1 от фактического смещения рамы с учетом пространственной работы показана на рис. 8г а суммарная (Мр+М1) - на рис. 8д. Эпюра Q (рис. 8е) свидетельствует о правильном расчете (поперечные силы в верхних и нижних частях стоек рамы практически одинаковы). Разница в значениях нормальной силы (рис. 8ж) с левого и правого концов ригеля получилась за счет передачи горизонтальных сил на соседние рамы.
Расчет на горизонтальные воздействия мостовых кранов. Основная система эпюра М1 каноническое уравнение коэффициент - такие же как и при расчете на вертикальную нагрузку от мостовых кланов.
Рис.9. Эпюры усилий от горизонтальных воздействий кранов.
Моменты и реакции в основной системе от силы Т (рис. 9а):
МА= КА*Т*Н = - 0102*4819*168 = - 8258 кНм;
МВ = КВ*Т*Н = - 0106*4819*168 = - 8582 кНм;
МС = КС*Т*Н = 0105*4819*168 = 8501 кНм:
FRB = *Т = 0704*4819 = 3393 кН
Смещение верхних концов колонн с учетом пространственной работы:
где: а - вычислено ранее.
Эпюры усилий приведены на рис. 10 б в.
Для построения эпюры М вначале вычисляем значения а затем суммируем моменты М1+
Моменты от фактического смещения рамы ():
МА = - 4341 t 147 t = - 6381 кНм;
МВ = 1942 t 147 t=2855 кНм;
МС=0092 t * 147 t = 135 кНм
Суммарные значения моментов (МР+):
для левой стойки:МА = - 8258 + (- 6381) = - 14639 кНм; МВ = - 8582 + 2855 = - 5727 кНм;
Мс = 8501 + 135= 8636 кНм
=6381 кНм; = - 2855 кНм; = -135 кНм
= (МС - МА) НН = (8636– (-14639)) 118= 1972 кН
= (МВ - МС) НВ = ( - 5727 –8636) 5= - 2873 кН
= (МА - МС) НН = (6381– (-135)) 118= 552 кН
= (МС - МВ) НВ = (-135– (-2855)) 5= 544 кН
Проверка правильности решения: скачок на эпюре Q (1972+2873)=4819 кН) примерно равен силе Т а на левой стойке поперечные силы в верхней и нижней частях равны (55 кН).
Расчет на ветровую нагрузку. Основная система и эпюра М1 - как для крановых воздействий. Эпюра МР (рис. 10а) на левой стойке:
МА = КА * qэ * Н2 = - 0104*331*1682 = - 9716 кНм;
МВ = КВ * qэ * Н2 = - 0056 * 331*1682 = - 5232 кНм;
Мс = Кс * qэ * Н2 = 0035 * 331*1682 = 327 кНм;
FRB = * qэ * Н = 0452 * 331*168 2= 2513 кНм;
На правой стойке усилия получаются умножением на коэффициент
Рис.10. Эпюры усилий от ветровой нагрузки.
Коэффициенты канонического уравнения:
= 145+075*145+3201+2401=8139
Смещение рамы (ветровая нагрузка воздействует на все рамы блока и поэтому ):
= 8139 0785 t = 10368 t
Моменты в стойках от смещения рамы ():
МА = - 4341t 10368 t= - 45008 кНм; МB= 1942 t 10368 t = 20135 кНм;
Мс = 0092 t 10368 t= 954 кНм
Суммируя значения моментов МР и М1 определяем величины моментов в стойках рамы от ветровой нагрузки (рис. 10б):
МА = - 9716 – 45008 = - 54724 кНм; МВ = - 5232 + 20135 = 14903 кНм;
= 7287 + 45068 = 52355 кНм; = 3924 – 20135 = - 16211 кНм;
Эпюра Q (рис. 16в) на левой стойке:
QА= (МВ – МА) Н + qэ Н 2=(14903-( - 54724)) 168 + 331*168 2=6925кН
QB= QA – qэ Н = 6925 – 331*168 = 1364 кН
= (52355- (- 16211)) 168 + 248*168 2 = 6164 кН
= 6164 – 248*168= 1998 кН
При правильном решении сумма поперечные сил внизу должна быть равна сумме всех горизонтальных нагрузок
= (331 + 248)168 + 3201 + 2401 = 13089 кН
64 + 1998 = 3362 кН = = 3362 кН
Составление комбинации усилий в сечениях стойки рамы и определение усилий для расчета колонн.
Рама симметричная поэтому табл. 1 составлена для характерных сечений одной стойки. Для того чтобы учесть все возможные случаи загружения в таблицу занесены усилия от крановых воздействий при тележке у правой стойки (эпюра - зеркальное отображение эпюры при тележке слева) усилия при силе Т приложенной к другой стойке усилия при другом направлении ветра. Указания по составлению комбинаций усилий и по определению усилий для расчета колонн (в таблице выделены рамкой) приведены выше.
Таблица расчетных усилий в сечениях левой стойки (М – в кНм; Q и N – в кН)
Нагрузки и комбинации усилий
Усилия М N от постоянной нагрузки подсчитаны с коэффициентом 0911=08
Расчёт и конструирование колонны
Требуется подобрать сечения сплошной верхней и сквозной нижней частей колонны однопролётного производственного здания (рис. 1). Сопряжение ригеля с колонной жёсткое. Расчётные усилия указаны в таблица расчетных усилий :
для верхней части колонны в сечении 1 - 1 N = 52172 кН; М = - 683 кНм; в сечении 2 - 2 при том же сочетании нагрузок ( 1 2 3* 4 5* )
М = - 31419 кНм; в сечении 1-1 Q=7434кН (нагрузки 1234 5 +Fв).
для нижней части колонны N1 = 214484 кН М1 = - 64223 кНм (изгибающий момент догружает подкрановую ветвь); N2 = 23049 кН М2 = 10809 кНм (изгибающий момент догружает наружную ветвь); Q мах = 14424 кН.
Соотношение жесткостей верхней и нижней частей колонны J В J н = 1 5;
материал колонны - сталь С 235 бетон фундамента В 125. Конструктивная схема колонны показана на рис. 11.
2Определение расчётных длин колонны.
Расчётные длины для верхней и нижней частей колонны в плоскости рамы определим по формулам lХ1 = m1 l1 и lХ2 = m2 l2.
Так как H в H н = l 2 l 1 = 5 118 = 042 06 и N н N в = 23049 5217 = 441 > 3 значения m 1 и m 2 определяем по таблице 18 [ 2 ].
В однопролётной раме с жёстким сопряжением ригеля с колонной верхний конец колонны закреплён только от поворота:m 1 = 2; m 2 = 3.
Таким образом для нижней части колонны для верхней lХ2 = m 2 l 2 = 3 × 500 = 1500 cм.
Расчётные длины из плоскости рамы (см. рис. 11 а) для нижней и верхней частей рамы соответственно: lУ2 = H В - h Б = 500 - 120 = 380 см (h Б - высота подкрановой балки).
3Подбор сечения верхней части колонны.
Сечение верхней части колонны принимаем в виде сварного двутавра высотой hв = 600 мм (рис. 11б). Определим требуемую площадь сечения из формулы.
N (jе × A) R у × g с (12)
где: N - продольная сила;
А - площадь сечения;
j е - коэффициент снижения расчётного сопротивления стали при внецентренном сжатии;
R у - расчётное сопротивление стали сжатию по пределу текучести [ 2 ] таблица 51* (для стали С 235 толщиной до 20 мм R у = 230 МПа = 23 кН cм 2 );
gc - коэффициент условия работы (в дальнейшем принят равным 10)
А тр = N (j е × R у × g с)
Коэффициент jе зависит от условной гибкости и приведенного относительного эксцентриситета m 1Х .
Е - модуль упругости стали [ 2 ] таблица 63
l Х = lХ2 радиус инерции сечения для симметричного двутавра iХ » 042 h = 042 × 60 = 252 см
Х = ( lХ2 iХ ) = (1500 252 ) = 102
где: h - коэффициент влияния формы сечения элемента определяемый по таблице 73 [ 2 ]; m Х = еХ rХ - относительный эксцентриситет (здесь еХ = М N эксцентриситет; r Х = WС A - ядровое расстояние а WС - момент сопротивления сечения для наиболее сжатого волокна). Для симметричного двутавра r Х » 035×h=035 × 60 = 21 см
mХ = еХ rХ = M (N × 035 h ) = 68300 (52175 × 035 × 60 ) = 623
Значение коэффициента h определим по таблице 73 [2]. Примем в первом приближении отношение площади полки к площади стенки АfAw=1 тогда h = (19 - 01 mХ) - 002 (6 - mХ) Х = (19 - 01 × 623 ) - 002 (6 – 623 ) × 199 = 129
m1Х = h × mХ = 129 × 623 = 804
По таблице 74 [ 2 ] при Х = 102 и m1Х = 652 коэффициент jе = 023.
А тр = 52175 (023 × 23) » 100 см 2.
Компоновка сечения: высота стенки (рис. 12)h ef = h В - 2 t f = 60 - 2 ×14 = 572 cм (принимаем предварительно толщину полок t f = 14 см ).
В целях предотвращения местной потери устойчивости стенки предельное отношение высоты стенки hef к её толщине t в соответствии с [2 ] пункт 7.14* не должно превышать значений (при mХ > 1 и Х 2 )
h ef t (130+015Х 2)=(130+015×1992)=5668
Сечение с такой толстой стенкой неэкономично поэтому принимаем t=06 см(hеft=80 120). Так как значение hеft превышает требуемое то в соответствии с п. 7.20 *[2] в расчетных формулах за значение А следует принять Аred вычисленное с приведенной (уменьшенной) высотой стенки hred ( то есть учитывается только устойчивая часть стенки):
hred=t[uw - (wuw-1) (uw-k)]
где uw - условная гибкость стенки двутаврового сечения принимаемая по табл. 27*[2] при m = 0. При 2 uw =13+0152 при 2 uw= 12+035 но не более 23 (-условная гибкость элемента принимается в расчете на устойчивость при центральном сжатии);
k - коэффициент для двутаврового сечения k =12+0151 (при 1> 35 следует принимать 1=35). Здесь 1- условная гибкость элемента принимается в расчете на устойчивость в плоскости действия момента. 1=х=199;
W= - условная гибкость стенки.
Для вычисления uw определяем исходя из условия обеспечения достаточной жесткости колонны относительно оси у-у (у принимается в пределах 50..60).
При m=0 и 2 uw = 13+015 2=13+015*1672=172
k =12+015 х = 12+015*199=15
hred= 1[172-()(172-15)] * 2060023 = 5075 см.
Требуемая площадь полки А f. тр. = ( А тр. - hred *t) 2= (100-5075*1)2 = 2463 см 2.
Из условия устойчивости верхней части колонны из плоскости действия момента ширина полки b f ³ из условия местной устойчивости полки отношение ширины свеса поясного листа (смотри рисунок 12) к толщине по таблице 29* [ 2 ]:
b ef t f = (036 + 01 ) = (036 + 01 × 199) = 1673;
где: b ef = (b f - t) 2
Принимаем b f = 32 см; b ef = (32 – 1 ) 2 = 155 см
b ef t f = 155 14 = 111 1673
A f = 32 × 14 = 448 см 2 > А f.тр. ; b f > (1 20) × l У2 = 380 20 = 19 см
Геометрические характеристики сечения. Полная площадь сечения А o = 2 × 32 × 14 + 1 × 572 = 1468 см 2.
Расчётная площадь сечения с учётом только устойчивой части стенки:
A red = 2 × 32 × 14 + 5075 × 1 = 14035 см 2
J Х = 1 × 572 3 12 + 2 × 32 × 14 [(60 - 14 ) 2 ] 2 = 9251647 cм 4
J У = 2 × 14 × 32 3 12 = 7646 cм; W Х = 9251647 50 = 185033 cм 3
r Х = W Х A о = 185033 1468 = 126 см; i Х = = = = 251 cм
Проверка устойчивости верхней части колонны в плоскости действия момента
m Х = М Х (N Х × r Х ) = 68300 ( 52172 × 126) =104; A f A w = 14 × 32 (1 × 572) » 08
Значение коэффициента h определяем по таблице 73 [ 2 ] при А f A w = 05:
h = (175 - 01 m Х ) - 002 (5 - m Х ) Х = (175 - 01 × 104 ) - 002 ( 5 - 104 ) × 2 = 0926
m1Х = h mХ = 0926 × 104 = 963 ; j e = 023 ( по таблице 74 [ 2 ])
= 52172 (023 × 14035) = 1616 кН см 2 R У = 23 кН cм 2
Недонапряжение (23 – 166) 100 23 » 9 %
Проверка устойчивости верхней части колонны из плоскости действия момента. Расчётная формула
N (c × j у × A) R у × gс
где: с - коэффициент учитывающий влияние момента М при изгибно-крутильной форме потери устойчивости;
jу - коэффициент продольного изгиба определяемый как для центрально-сжатых элементов в зависимости от гибкости lу = l у i у .
j у = 083 по таблице 72 [ 2 ].
Значение коэффициента С зависит от относительного эксцентриситета mх. При определении mх за расчётный момент Мх следует принять максимальный момент в пределах средней трети расстояния между точками закрепления верхней части колонны из плоскости действия момента (рисунок 27). Величину М2 определяем для того же сочетания нагрузок что и для М1 .
Мх13 = М2 + (M1 - M2) (l2 - lУ2 3) l2 = - 31419 + ((- 683) - (- 31419)) × ( 5- -32 3 ) 5 = - 58957 кНм
Вычисленный момент должен быть не менее половины наибольшего по длине участка:
М х1 3 > М мах 2 = 683 2 = 3415 кНм
Относительный эксцентриситет:
Рис.13. К определению расчетного момента.
mх = М х × А о (N × W х ) = 58957 × 1468 (52172 × 185033) = 45
При mх 5 с = b (1+ a × m х ) (форм . ( 57 ) [ 2 ])
Значения коэффициентов a и b определим по таблице 10 [ 2 ]
a = 065 + 005 m х = 065 + 005 × 45 = 0875
Так как l у = 5278 l с = 314 = 314 = 94 то b = 1.
C = 1 (1 + 0875 × 45) = 02
= N (c × j у × Aо ) = 52172 (02 × 083 × 1468) = 214кН cм 2 Ry = 22 кНcм2
При отсутствии ослабления сечения колонны и значении приведенного эксцентриситета м 1Х 20 проверка прочности колонны не требуется.
В соответствии с п. 7.16*[2] необходима проверка местной устойчивости стенки. Максимальное значение отношения heft определяют в зависимости от значений a=(-) (-наибольшее сжимающее напряжение у расчетной границы стенки - соответствующее напряжение у противоположной расчетной границы стенки).
= (NA0) + (M Jx) (hef 2) = (52172 1468) + ( 68300 9251647)( 572 2) =2467 кНсм2
= (N A0) - (M Jx)(hef 2) = (52172 1468) - ( 68300 9251647)( 572 2)= -1756кНсм2
Тогда a=(-)=[2467-(-1756)]2467=171>1
При a1 наибольшее значение heft определяют по формуле (90)[2]:
где =14(2a-1) (здесь - среднее касательное напряжение в рассматриваемом сечении).
Вычисляем: = =13 кНсм2
=14(2×171-1)132467=019; Е=206×105Мпа=206×104кНсм2
Принимаем []max=114 что больше фактического отношения heft =5721=572.
Следовательно местная устойчивость стенки обеспечена.
4Подбор сечения нижней части колонны.
Определение усилий в ветвях и компоновка их сечений .
Сечение нижней части колонны сквозное состоящее из двух ветвей соединённых решёткой (смотри рисунок 11). Высота сечения hн = 1500 мм. Подкрановую ветвь принимаем из широкополочного двутавра наружную - составного сварного сечения из трёх листов.
Определяем ориентировочное положение центра тяжести. Принимаем zо = 5 см hо = hн - zо = 150 - 5 = 145 см.
8090*145(108090+64223)=91см
где: М 1 и М 2 - моменты догружающие соответственно подкрановую и наружную ветви.
у2 = h0 - у 1 = 145 - 91 = 54 см
Усилия в ветвях (см . рис . 14 ) в подкрановой ветви Nb1 = N1 у2 h0 + M1 h0 = 214484 × 54 145 + 64223 145 = 124162 кН
в наружной ветви Nb2 = N2 у1 h0 + M2 h0 = 23049 × 91 145 + 108090 145 = 219197 кН
Определим требуемые площади ветвей и скомпонуем их сечения. Для подкрановой ветви
А b1 = N b1 (j × R у × g с )
где: j принимаем в пределах 07 09. Задаёмся j = 08; R у= 230 мПа = 23 кН cм 2 (сталь С 235 фасонный прокат )
А b1 = 124168 (08 × 23) = 6748 см 2
По сортаменту (прил. 3) подбираем двутавр 45 Б1; А b1 = 746 см
i х1 = 182 см i у =379 см
Для наружной ветви А b2 = N b2 (j × R у ) = 219197 (08 × 23) = 11913 см 2 (R = 23 кН см 2 листовой прокат из стали С 235 толщиной до 20 мм).
Для удобства прикрепления элементов решётки просвет между внутренними гранями полок принимаем таким же как в подкрановой ветви (423 мм). Толщину стенки швеллера t ст для удобства её соединения встык с полкой надкрановой части колонны принимаем равной 6 мм; высота стенки из условия размещения сварных швов hст = 460 мм (рис . 11 в).
Требуемая площадь полок
Ап = (Аb2 - tст × hст ) 2 = (11913 - 46 × 14) 2 = 2736 см 2
Из условия местной устойчивости полки швеллера
bп tп (043+008) ×»15. Принимаем bп= 20 см; tп= 14 см; Ап= 28 см 2
Геометрические характеристики ветви:
Ab2 = (14 × 46 + 2 × 28) = 1204 см 2
zо = (14 × 46 × 07 + 28 × 104 × 2) 1204 = 5 см
Jх2 = 14 × 46 × 43 2 + 2 × 14 × 18 3 12 + 28 × 54 2 × 2 = 418452 см 4
Jу = 14 × 46 3 12 + 28 × 218 2 × 2 = 3796931 см 4
где Si- сумма статических моментов относительно наружной грани стенок.
Уточняем положение центра тяжести сечения колонны:
hо = hн - zо = 150 - 5 = 145 см;
у1 = Аb2 × ho (Ab1 + Ab2 ) = 1204 × 145 ( 1204 + 746 ) = 90 см;
у2 = 145 - 90 = 55 см .
Отличие от первоначально принятых размеров мало поэтому усилия в ветвях не пересчитываем.
Проверка устойчивости ветвей. Каждую из ветвей проверяют на устойчивость в плоскости и из плоскости рамы как работающую на центральное сжатие.
А. Проверка устойчивости из плоскости рамы (относительно оси у - у ) расчётная длина ветвей lу = 1180 см.
= Nb1 (jу × Ab1 ) = 124168 (08 × 6748) = 22 кНсм2 R у = 23 кН cм2
= Nb2 (jу × Ab2) = 219197 (079 × 1207) = 227 кНсм2 Rу = 23 кНсм2
Из условия равноустойчивости подкрановой ветви в плоскости и из плоскости рамы определяем требуемое расстояние между узлами решётки ( l b1 ):
lх1 = lb1 lb1 = 62 iх1 = 648 × 379 = 246 см
Принимаем lb1 = 210 см разделив нижнюю часть колонны на целое число панелей.
Б. Проверяем устойчивость ветвей в плоскости рамы (относительно осей х1 - х1 и х2 - х2 ).
Для подкрановой ветви
= Nb1 (j × Ab1)=124168 (083 × 6748) = 219 кНсм2 R у = 23 кН см2
= Nb2(j ×Ab2 ) = 219197 (091 × 1204) = 20 кНcм2 Rу= 23 кН cм2
Расчёт решётки подкрановой части колонны. Элементы решётки сквозной внецентренно сжатой колонны рассчитывают на поперечную силу равную большей из величин: определённой при статическом расчёте или условной Qfic .
Поперечная сила в нижнем сечении колонны Qмах = 14424 кН. Условная поперечная сила Qfic = 715 × 10-6 ( 2330 - Е R у ) N j
где: N и j - соответственно продольное усилие в составном стержне и коэффициент продольного изгиба.
Q fic » 02 A = 02 ( 1204 + 6748 ) = 376 кН Qмах = 14424 кН
Расчёт решётки проводим на Qмах .
Усилие сжатия в раскосе (см . рис. 14 )
Np = Qмах (n × sin a) = 14424 2 × 082 = 878 кН
где: n - число раскосов в одном сечении колонн расположенных в двух параллельных плоскостях.
sin a = hн L = 150 = 082
a = 350 (угол наклона раскоса)
Задаёмся гибкостью раскоса lр = 100 j = 056. Требуемая площадь раскоса
Ар.тр. = Nр (j Rу gс ) =878 (056 × 23 × 075) = 91 см2
g = 075 для сжатого уголка прикрепляемого одной полкой.
Принимаем L 90 7 Ар =123 см2
Напряжения в раскосе:
= Nр (j Aр) =878 (052 × 123) = 137 кН см2 Rу gс= 23 ×
Проверка устойчивости колонны в плоскости действия момента как единого стержня. Расчётная формула: N(jе×A) Rу gc
Геометрические характеристики всего сечения:
площадь - А = Аb1 + Аb2 = 1204 + 6748 = 18788 см2
Jх = Ab1 у12 + Аb2 у2 = 6748 × 9072 + 1204 × 5532 = 9233176 см4
lх = lх1 iх = 2360 701 = 337
Приведенная гибкость:
Коэффициент a1 зависит от угла наклона раскосов; при a = 45 .. 600 можно принять a1 = 27; А р1 = 2 Ар = 2 × 123 = 246 см2 - площадь сечения раскосов по двум граням сечения колонны;
Условная приведенная гибкость сквозной части колонны:
еf = lef = 366 = 122
Для комбинации усилий догружающих наружную ветвь (сеч. 4 - 4 ) N2 = 23049 кН; М 2 = 10809 кНм;
m = М2А (у2+zо) (N2×Jх) =108090 ×18788 (553+5) (23049× 9233176) = 057
По табл. 75 [2] по ef и m определяем je = 058
= N2 (je A) = 23049 (058 × 18788) = 2115 кН cм2 R у = 23 кН cм2
Для комбинации усилий догружающих подкрановую ветвь (сеч. 3-3) N1 = 214484 кН; M1 = - 64223 кНм;
m = M1×A×у1 (N1×Jх) = 64223 × 18788 × 907 (214484 × 9233176) = 055;
= N1 (jе A) =214484 (057 × 18788) = 20 кН см2 R у =23 кН см2
Устойчивость сквозной колонны как единого стержня из плоскости действия момента проверять не нужно так как она обеспечена проверкой устойчивости отдельных ветвей.
5 Расчет и конструирование узла сопряжения верхней и нижней частей колонны.
Рис. 15. К расчету узла сопряжения верхней и нижней частей колонны: а – конструктивное решение узла; б – расчетная схема траверсы; в – сечение траверсы.
В ступенчатых колоннах подкрановые балки опираются на уступ колонны. Для передачи усилий от верхней части колонны и подкрановых балок на нижнюю часть в месте уступа устраивают траверсу (рис. 15) высотой равной 05 - 08 ширины нижней части колонны. Для передачи усилия Рmax на стенку траверсы предусматривается плита толщиной 20 - 25 мм. Конструирование траверсы осуществляется на основе силовых расчётов.
Расчётные комбинации усилий в сечении над уступом:
) М = + 19739 кНм; N = 47985 кН (загружение 134)
) М = - 29547 кНм; N = -7707 кН (загружение 125*).
Давление кранов Рmax =15268 кН.
Прочность стыкового шва (Ш1) проверяем по нормальным напряжениям в крайних точках сечения надкрановой части. Площадь шва равна площади сечения колонны.
- я комбинация М и N:
наружная полка = N Aо + W = 47985 1468 +19739 185033= 1394 кН см2 Rwу = Rу = 23 кН cм 2
внутренняя полка = N Ao - W = 47985 1468 -19739 185033» 0
наружная полка = 7707 1468 - 29547 185033 = - 19 кН см2 Rwу = = 085 Rу =085 × 23 = 195 кН см2
= 7707 1468 + 29547 185033 = - 071 кН см2 Rwу=23 кН cм2
Толщину стенки траверсы определяем из условия смятия:
tтр ³ Pmax lсм Rp = 15208 34 × 35 = 11 см
где Rp - расчётное сопротивление стали смятию торцевой поверхности;
lcм - длина сминаемой поверхности
bо.p. - ширина опорного ребра подкрановой балки; tпл - толщина плиты.
Принимаем tтр = 12 мм
В запас прочности допустимо считать что усилия N и М от верхней части колонны передаются на траверсу только через полки. Усилие во внутренней полке верхней части колонны (2 - я комбинация)
Nп = N 2 + M hb = 77072 2 + 29547 60 = 87781 кН
Определим длину шва крепления вертикального ребра траверсы к стенке траверсы (Ш2) исходя из приварки четырьмя швами с двух сторон. Применяем полуавтоматическую сварку проволокой марки Св - 08 А d =14 2 мм bf =09; bz = 105. Назначаем катет шва кf =6 мм; gwf =gwz=1; Rwf =180 Mпа=18 кН см2; Rwf = 165 МПа = 165 кН см2
Сечение по металлу шва:
сечение по металлу границы сплавления:
lШ2 = Nп 4 kf bz Rwz = 87781 4 × 06 × 105 × 165 = 8411 cм
lШ2 85 bf kf = 85 × 09 × 06 = 46 см
В стенке подкрановой ветви делаем прорезь в которую заводим стенку траверсы.
Для расчёта шва крепления траверсы к подкрановой ветви (Ш3) составляем комбинацию усилий дающую наибольшую опорную реакцию траверсы выбираем сочетание усилий 1234 (-)5* N=77072кНМ=-150кНм.
F = N hb 2 hн - M hн + Pмах × 09 = 77072×60 2 × 150 - (- 150000) 150 + 15208 × 09 = 142286 кН
Коэффициент 09 учитывает что усилия N и М приняты для 2 - го основного сочетания нагрузок.
Требуемая длина шва:
lШ3 = F 4 kf bf Rwf = 142286 4 × 06 × 09 × 18 =366cм
lШ3 85 bf kf = 85 × 09 × 06 = 46cм
Из условия прочности стенки подкрановой ветви в мести крепления траверсы (линия 1 - 1 на рис.15а) определяем высоту траверсы hтр:
hтр ³ F 2 tст.в. Rs gc = 142286 2 × 076 × 13 = 69 см
tст.в. = 76 мм - толщина стенки 45Б1; Rs = 13 кН см2 - расчётное сопротивление сдвигу фасонного проката из стали С235. Принимаем hтр = 70 cм
В решётчатых колоннах траверса работает как балка двутаврового сечения нагруженная усилиями N M и Dmax и имеющая пролёт равный ширине нижней части колонны (рис.15б). Проверим прочность траверсы на изгиб и срез. Нижний пояс траверсы (рис.15в) принимаем конструктивно из листа 420 12 мм верхние горизонтальные рёбра - из двух листов 180 12 мм.
Найдём геометрические характеристики траверсы. Положение центра тяжести сечения траверсы:
ун = Si Fi = (2 × 18 × 12 × 544 + 12 × 688 × 356 + 12 × 42 × 06) (2 × × 18 × 12 + 688 × 12 + 12 × 42 )= 30 см
где Si и Fi - соответственно суммы статических моментов элементов траверсы относительно оси А - А и площадей этих элементов.
Wмin = Jх yв = 104 400 (70 - 30) = 2610 cм3
Максимальный изгибающий момент в траверсе возникает при 2 - ой комбинации усилий:
Mтр = Fтр.1 (hн - hв) = (- M hн + N hв 2 hн) (hн - hв) = (29547 150 + +77072 × 60 2 ×150) (150 - 60) = 31601 кН × см;
Напряжения от изгиба траверсы:
= Mтр Wмin = 31601 2610 = 1211 кН см2 Rу = 23 кН cм2
Максимальная поперечная сила в траверсе с учётом усилия от кранов возникает при комбинации усилий 1234(-)5* (см. расчёт шва 3):
Qмах = N hв 2 hн - M hн + к Dмах 09 2 = 77072 × 60 2 × 150 - (15000) 150 + 12 ×15208 × 09 2 = 107538 кН
Коэффициент к = 12 учитывает неравномерную передачу усилия Dмах. Проверим прочность траверсы на срез:
tтр = Qмах tтр hтр =107538 12 × 688 = 127кН cм2 Rs = 13 кН cм2
6 Расчёт и конструирование базы колонны.
Ширина нижней части колонны превышает 1м поэтому проектируем базу раздельного типа (рис.16).
Рис. 16. К расчету базы колонны
Расчётные комбинации усилий в нижнем сечении колонны (сеч. 4 - 4):
) М = + 10809 кНм; N = 23049 кН (для расчёта базы наружной ветви);
) М = - 952 кНм; N = 20141 (для расчёта базы подкрановой ветви).
В комбинации усилий не учтена нагрузка от снега так как
Мн hн = 25300 150 = 169 кН > NУ2 hн = 335 × 57 150 = 127 кН
т.е. снеговая нагрузка разгружает подкрановую ветвь.
Усилия в ветвях колонны:
NВ1 = N1 у2 hо + M1 hо = 20141×55145 + 95200 150 = 273 кН;
NВ2 = N2 у1 hо + M2 hо = 23049 × 91 145 + 108090 150 = 799 кН;
где hо - расстояние между центрами тяжести ветвей колонны.
База наружной ветви. Требуемая площадь плиты
Апл.тр. = NВ2 Rb.loc = 2187 09 = 2187 см2
где Rb.loc - расчётное сопротивление смятию бетона фундамента
Rb.loc = × Rв = g Rв » 12 × 075 = 09 кН см2
где Rb - расчётное сопротивление бетона сжатию; значение g принимается в пределах 12 - 15.
По конструктивным соображениям свес плиты с2 должен быть не менее 4 см. Тогда В = bк + 2 c = 451 + 2 × 4 = 531 cм
где bк- ширина ветви колонны. Принимаем В = 55 см (см. рис.16). Требуемая длина плиты Lтр. = Aпл.тр. B = 2187 55 = 398 см; принимаем L = 45см. Фактическая площадь плиты Апл.факт. = 55 × 45 = 2475 см > Апл.тр.
Среднее напряжение в бетоне под плитой
= Nb2 Aпл. факт. = 2187 2475 = 088 кН см2
Из условия симметричного расположения траверс относительно центра тяжести ветви расстояние между траверсами в свету равно: 2 (bп + tст - zo) = 2 (18 + 14 - 5) = 288 см;
bп - ширина полки ветви 2 (см.рис.25) tст - толщина стенки ветви 2. При толщине траверсы 12мм с1 = (45 – 288- 2 × 12)2 = 69см > 4см.
Опорную плиту рассчитывают как пластину нагруженную снизу равномерно распределённым давлением фундамента и опёртую на элементы сечения стержня и базы колонны (траверсы и др.)
Определяем изгибающие моменты на каждом из 4 - х участков плиты (коэффициенты a и b см. прил .4):
участок 1 (консольный свес с1 = 69см)
М1 = × с122 = 088 × 692 2 = 209 кНсм
участок 2 (плита опёртая на 3 стороны; так как отношение закреплённой стороны пластинки с2 = 5 см к свободной b = 288 05 - плита рассчитывается как консоль со свесом с2 = 5 см)
M2 = 086 × 3 2 2 = 11 кНсм
участок 3 (плита опёртая на 4 стороны;
b1 a1 = 423 18 = 235; a =0125)
М3 = a а12 = 0125 × 088 × 182 = 3564 кНсм
участок 4 (плита опёртая на 4 стороны;
b1 a1 = 423 94 = 45 > 2; a =0125);
М4 = a а12 = 0125 × 088 × 942 = 972 кНсм
Принимаем для расчёта Ммах = М3 = 3564 кНсм
Требуемая толщина плиты
Rу = 220 Mпа = 22 кН cм2 для стали С 235 толщиной 20 40 мм
Принимаем tпл = 32 мм (2 мм - пропуск на фрезеровку).
Высоту траверсы определяем из условия размещения шва крепления траверсы к ветви колонны. В запас прочности все усилие в ветви передаём на траверсы через 4 угловых шва. Сварка полуавтоматическая проволокой марки Св - 08 А d = 14 2 мм; кf = 8 мм. Требуемая длина шва определяется по формуле
lw.тр. = NВ2 4 кf bf Rwf =2187 4 × 08 × 09 × 18 = 40 cм
lw 85 bf кf = 85 × 09 × 08 = 61
Принимаем hтр = 40 см.
База подкрановой ветви. Требуемая площадь опорной плиты
Апл.тр. = Nb1 Rф = 139864 09 = 1554 см2
Исходя из размеров ветви в плане назначаем размеры плиты 550 320 мм. Фактическое напряжение под опорной плитой
= NВ1 Aпл = 139864 55 × 32 = 079 кН см2 09 кН см2
Изгибающий момент в консольном участке плиты 1
М1 = с2 2 = 079 × 582 2 =133 кНсм2
Момент на участке плиты 2 опёртом по четырём сторонам
(b1 a1 = 423 52 = 8 > 2; a = 0125)
М2 = a а12 = 0125 × 079 × 522 = 04 кНсм
Толщина плиты принимается в пределах 20 - 40 мм. Как и для наружной ветви назначаем её равной 32 мм. Аналогично высоту и толщину траверсы принимаем равными 20 см и 1 см.
Расчёт анкерных болтов. Анкерные болты работают на растяжение и воспринимают усилие отрывающее базу от фундамента и возникающее при действии момента. При расчёте болтов необходимо принимать комбинацию нагрузок дающую наибольшее растягивающее усилие в болтах.
Для сечения 4 - 4 приведены две специальные комбинации усилий М и N:
M1 = +563 кНм N1 = 51196 кН
M2 = - 250 кНм N2 = 51196 кН
Усилия в анкерных болтах:
F1 = (M1 - N1 × у2) hо = 563 145 – 51196 × 055 145 = 19408 кН
F2 = (M2 - N2 × у1) hо = 250 145 – 51196 × 09 145 = - 14535 кН
Усилия растяжения будут испытывать только анкерные болты подкрановой ветви. Требуемая площадь нетто анкерных болтов для подкрановой ветви
Аbn = F1 Rbа = 19408 185 = 1049 см2
где Rba - расчётное сопротивление растяжению фундаментных болтов [2] табл.60*.(для болтов из стали ВСт3кп2 Rba = 185 МПа = 185 кН см2
Принимаем четыре анкерных болта наружным диаметром 22 мм с общей площадью А = 4 281 = 1124 см2 (см. прил.5).
Расчет стропильной фермы
Исходные данные. Требуется рассчитать стропильную ферму с поясами и решеткой из парных уголков для ранее приведенных параметров здания (рис. 1) и нагрузок. Материал стержней ферм - сталь С 245 Rу = 240 мПа = 24 кНсм2 ( t 20 мм) фасонок - С 255.
Сбор нагрузок на ферму.
Постоянная нагрузка. Состав кровли см. в табл. 8. Нагрузка от покрытия (за исключением веса фонаря):
qкр1= (qкр - gf qфон ) gн = (15 - 105 · 015) · 095 = 127 кН м2
где: gн - коэффициент надежности по назначению.
Вес фонаря в отличие от расчета рамы учитываем в местах фактического опирания фонаря на ферму.
Вес каркаса фонаря на единицу площади горизонтальной проекции фонаря qфон1 = 01 кН м2.
Вес бортовой стенки и остекления на единицу длины стенки qб.ст. = 2 кНм.
Узловые силы (рис. 17а):
F1 = F2 = qкр1 · В · d = 127 ·12·27 = 4115 кН;
где: В и d - соответственно шаг колонн и размер панели верхнего пояса.
F3 = qкр1 · В · d + (qфон1 · В · 05d + qб.ст. · В) gн = 127 ·12·27 +(01·12·05·27 + 2·12)·095 =6584 кН.
F4 = qкр1 · В (05d + d) + qфон1 · В (05d +d) gн = 127 ·12 ( 05·3+27 ) + +01·12 ( 05·3 +27 ) · 095 = 6634 кН
Силы F0 и F9 приложены к колоннам и в расчете фермы не учитываются.
Опорные реакции FAg = FBg = F1 + F2 + F3 + F4 = 2· 4115 + 6584 + 6634 = 21148 кН.
Снеговая нагрузка. Расчетная нагрузка:
Р = S0 m gf gн = 150 · m · 14 · 095 = 207 m
- й вариант снеговой нагрузки (рис. 17б)
F1р = F2р = 207·В·d·m2 = 207·108·27·112 = 6821 кН;
F3р = 207·В·d (m1 + m2 ) 2 = 207·108·27 (08 + 112) 2 = 5825 кН;
F4р = 207·В (d + 05d) · 08 = 207·108 (3 + 05 ·3) · 08 = 7243 кН.
Опорные реакции: FAр = FBр = 2 F1р + F3р + F4р = 2·6821 +5825 + 7243 = 2671 кН.
- й вариант снеговой нагрузки (рис. 17в)
F1 1р = 207·В·d·m4 = 207·108·27·1= 6036кН;
F12р = 207·В·d·m3 = 207·108·27·232 = 14004кН;
F13р = 207·В·d2 · m3 = 207·108·272·232 = 7002 кН;
F14р = F15р = 0; F16р = F13р = 7002 кН; F17р = F’2р = 14004 кН;
F18р = F11р = 6036 кН.
F1Aр = F1Bр = F11р + F12р + F13р = 6036 + 14004 + 7002 = 27047 кН.
Нагрузка на ферму от рамных моментов:
Рис. 17. К примеру расчета фермы: а – схема постоянной нагрузки; б в – схемы снеговой нагрузки.
- я комбинация: левая стойка М1ma для правой стойки М2 соотв. = - 485 кНм (нагрузки 1 2 3 4* 5 ) то есть нагрузки 3* 4 5* заменяются на 3 4* 5.
- я комбинация: (без учета снеговой нагрузки): М1 = - 43355 кНм; М2 соотв. = - 23555 кНм. Снеговая нагрузка не учитывается для определения возможного сжимающего усилия в нижнем поясе.
Нагрузка от распора рамы (продольной силы в ригеле):
Н1 = 135 кН (нагрузки 1 2 3 4 5 и Fветр. )
Н2 = 83 кН (нагрузки 1 2 3* 4* 5* и F1ветр. )
- я комбинация: (без учета снеговой нагрузки)
Схема приложения опорных моментов и распора приведена на рис. 18. Изменение распора по длине нижнего пояса фермы принято линейным.
Определение усилий в стержнях фермы.
Диаграмма Максвелла - Кремоны строится в следующей последовательности:
вычерчивается схема фермы (например в масштабе 1:200) к узлам фермы прикладываются внешние силы;
внутренние полигоны (площади между стержнями) обозначают цифрами внешние полигоны (между стержнями и внешними силами) - буквами;
строится в масштабе многоугольник внешних сил порядок построения определяется обходом по часовой стрелке;
объединенный многоугольник сил строится последовательным переходом от узла к узлу в каждом из которых должно быть не более двух неизвестных усилий;
обход каждого узла фермы осуществляется по часовой стрелке знаки усилий в стержнях фермы определяются направлением действия усилия (в узел - сжатие от узла - растяжение).
Рис. 18. Схема приложения опорных моментов и распора
Рис. 19. Расчетная схема (а) и диаграмма усилий от постоянной нагрузки (б).
При вычерчивании (в масштабе) схемы фермы (рис. 19) за расчетную высоту принимается расстояние между осями поясов. Сумму привязок осей поясов к их внешним граням Z0 можно принять равной 100 мм. Уклоном фермы при i = 0015 можно пренебречь.
Для симметричных нагрузок (постоянная и 1 - й вариант снеговой) достаточно построить диаграммы усилий только для половины фермы. Диаграмма усилий от постоянной нагрузки приведена на рис. 19. Аналогично строится диаграмма усилий от снеговой нагрузки.
Максимальные усилия в стержнях ферм от снеговой нагрузки (за исключением стоек в местах образования снеговых мешков) получается как правило при 1 - м варианте загружения. Поэтому в курсовом проекте можно ограничится построением диаграммы усилий от 1 - го варианта снеговой нагрузки а по второму варианту определить только усилия в стойках. Эти усилия равны узловым нагрузкам.
Для определения усилий от опорных моментов удобно построить диаграммы от единичного момента приложенного к левой опоре; зеркальное отображение этих усилий дает значение усилий в стержнях фермы от единичного момента приложенного к правой опоре.
Усилия от единичных моментов умножаются на соответствующие значения моментов и суммируются.
Для построения диаграммы единичный момент заменяется парой сил с плечом равным расчетной высоте фермы на опоре:
Н = М (hоп - Z0) = 1 (315 - 01) = 0328 кН
Значения вертикальных опорных реакций фермы:
FA = - FB = M l =1 29 =00345 кН
Диаграмма усилий от единичного опорного момента приведена на рис. 20
схема (а) и диаграмма усилий от единичного момента (б).
Усилия от постоянной нагрузки
Усилия от снеговой нагрузки
Усилия от опорных моментов
Усилия от распора рамы
S1M1 (M1= -344 кН*м)
S2M2 (M2= -337 кН*м)
Расчетные усилия в стержнях фермы кН
* По 2-й комбинации моментов и распоров
** По 2-му варианту снеговой нагрузки
прочность NAнтRу* кНсм2
устойчивость NA Rу кНсм2
В стадии монтажа =1450772=188[]=220
Таблица проверки сечений фермы
Расчет сварных швов прикрепления раскосов и стоек к фасонкам и поясам фермы.
Для сварки узлов фермы применяем полуавтоматическую сварку проволокой Св - 08Г2С d = 14 2 мм; кf ma bf =09; bz =105; gwf = gwz = 1; Rwf · bf = 215·09 = 193 > Rwz · bz = 045·370·105 = 175. Несущая способность швов определяется прочностью по границе сплавления равной 175 мПа = 175 кН см2. Конструктивная длина сварного шва lw = N 2· кf · Rwz · bz + 1см.
Расчет швов приведен в таблице схемы распределения усилий в прикрепляемых уголках - на рис. 21.
Таблица расчетов швов
Рис. 21. Схемы распределения усилий в прикрепляемых уголках: а – длины швов б – равнополочные уголки в г – не равнополочные уголки
С целью упрощения изготовления конструкции швов различной толщины в одном отправочном элементе должно быть не более 3-4.
Расчёт и конструирования верхнего опорного узла фермы (рис.22)
Рис. 22. К расчёту узла крепления верхнего пояса фермы: а) схема крепления б) работа фланца; в) расчётная схема
Сила H1 возникающая в верхнем опорном узле от опорного момента отрывает фланец от колонны и вызывает его изгиб. Величина силы
H1 = M1 (hоп - 01) = 683 (315 - 01) = 224 кН
где: М1 - опорный момент в верхнем левом узле рамы;
hоп - высота фермы на опоре по обушкам.
Крепление узла к колонне принимаем на болтах нормальной точности класса прочности 66 (табл. 57* [2]) диаметром 24 мм. Расчётное сопротивление болта растяжению Rbt = 250 МПа = 25 кН см2 (по табл. 58*[2]). Площадь сечения болта нетто по табл. 62*[2] Abn = 352 см2.
Расчётное усилие воспринимаемое одним болтом
Nb = Rbt Abn = 25 × 352 = 88 кН
Требуемое количество болтов при условии симметричного их размещения относительно действия силы Н1
n ³ H1 Nb = 224 88 = 3 шт
Принимаем 4 болта 24 и размещаем их в два ряда (рис. 22) с учётом требований табл. 39 [2].
Толщину фланца определяем из условия его работы на изгиб. Момент при изгибе фланца (рис. 22в)
Мфл = Н1 b 8 = 224 × 12 8 = 336 кНсм
Из условия прочности определяем толщину фланца
где: а и tфл - соответственно длина и толщина фланца. Принимаем толщину фланца 20 мм. Следует отметить что опорный узел считается жёстким если толщина фланца равна 16 - 20 мм и расстояние между болтами b назначено минимальным.
Проверяем прочность швов прикрепляющих фасонку к фланцу. Несущая способность швов определяется прочностью по границе сплавления. Толщину фасонок фермы принимаем 14 мм так как максимальное усилие в стержнях решётки 395 кН.
Шов «А». Минимальный катет шва согласно табл. 38*[2] будет равен кf = 7 мм. Максимально допустимый катет ( п. 12.8 [2])
кf = 12 t фас = 12 × 14 = 168 мм
Для расчёта принимаем кf = 7 мм. Проверяем прочность сварного шва:
tw = H1 Aw = H1 (2 lw кf bz ) = 224 (2 × 32 × 07 × 105) = 48 кН см2 Rwz gс = 167 кН см2
где: Аw и lw - расчётная площадь поперечного сечения и длина сварных швов.
Шов «Б». Для данного шва принимаем кf = 6 мм bz = 105 и определяем расчётную длину шва необходимого для прикрепления верхнего пояса по «обушку» уголка
lw = a H1 (2 кf bz Rwz gс ) = 07 × 224 (2 × 06 × 105 × 167 × 1) = 745 см
здесь a - коэффициент учитывающий долю усилия Н1 воспринимаемого обушком уголка (см. рис. 21).
Длину шва по обушку принимаем равной 4 + 1 = 5 см.
Шов «B». Вследствие радиуса закругления у пера уголка наибольшая толщина шва для уголков толщиной t = 7 - 16 мм может быть принята кf = t - 2 мм .
Для расчёта длины шва воспользуемся формулой:
lw = (1 - a) H1 (2 кz bz Rwz gс ) = (1 - 07) × 224 (2 × 06 × 105 × 167 × 1) = 32 см
Длину шва по перу назначаем равной длине шва по обушку так как в этом случае фасонка примет простое очертание.
Металлические конструкции (общий курс ) Под ред. Г.И. Беленя. - М.: Стройиздат 1986. - 560 с.
СНиП II - 23 - 81*. Стальные конструкции. Нормы проектирования.
СНиП 2.01.07 - 85. Нагрузки и воздействия .

Свободное скачивание на сегодня

Обновление через: 6 часов 45 минут
up Наверх