Каркас одноэтажного промышленного здания г.Владивосток

МК-2.doc

1.Компоновка конструктивной схемы здания
Генеральные размеры поперечной рамы устанавливаются в зависимости от наличия и типов подъемно-транспортного оборудования в здании: с подвесными кранами мостовыми кранами и без кранов.
Размеры по вертикали.
Исходным данным при определении размеров по вертикали является отметка головки кранового рельса H1 которая задается в технологическом задании на проектирование.
где Нcr – расстояние от головки рельса до верхней точки тележки крана по ГОСТ 25711-83 и ГОСТ 6711-81;
С – размер учитывающий прогиб фермы и провисания связей по нижним поясам ферм С = 400 для L = 36 м;
“100” (мм) - установленный зазор по требованиям техники безопасности.
Н2 принимается кратным 200 мм.
Высота цеха от уровня пола до низа стропильных ферм:
где Н1 – наименьшая отметка головки кранового рельса которая принимается по технологическому заданию;
Н0 принимается кратным 600 мм за счет увеличения Н1.
Длина верхней части колонны:
где hb – высота подкрановой балки которая принимается по ГОСТ 25711-83 ГОСТ 6711-81 в пределах 18 110 пролета балки (шага колонн);
hrs – высота кранового рельса по ГОСТ 25711-83 ГОСТ 6711-81.
Длина нижней части колонны:
где НB – заглубление опорной плиты башмака колонны ниже нулевой отметки пола принимаемое в пределах 500 800 мм (большее для больших пролетов).
Полная длина колонны:
Высота фермы на опоре Hf = 3150 мм.
Размеры по горизонтали.
Привязка наружной грани колонны к оси колонны а = 250 мм.
Высота сечения верхней части ступенчатой колонны:
Расстояние от оси подкрановой балки до оси колонны:
где B1 - размер части кранового моста выступающей за ось рельса принимаемый по ГОСТ 25711-83 ГОСТ 6711-81;
“75” мм - минимальный зазор между краном и колонной.
L1 должен приниматься кратным 250 мм.
Lcr указывается в ГОСТ 25711-83 ГОСТ 6711-81.
Расчет поперечной рамы здания
1.Расчетная схема рамы
В соответствии с конструктивной схемой выбираем расчетную схему и основную систему. Расстояние между центрами тяжести верхнего и нижнего участков колонн:
Соотношения моментов инерции IнIв=5; IрIн=4;
Сопряжение ригеля с колонной назначаем жестким (краны режима работы 4К цех однопролетный).
2.Сбор нагрузок на поперечную раму
2.1.Постоянная нагрузка
Расчет нагрузки на 1 м2 кровли приведен в таблице 1.
Постоянная распределенная нагрузка от покрытия
Нормативная нагрузка кНм2
Коэффициент надежности по нагрузке
Расчетная нагрузка кНм2
Защитный слой (битумная мастика с втопленным гравием)
Гидроизоляция (4 слоя рубероида)
Утеплитель (керамзит) ρ=500 кгм3; t=130 мм
Пароизоляция (один слой рубероида)
ЖБ панели из тяжелого бетона (с заливкой швов) размером 3×12 м
Собственная масса металлических конструкций шатра (фермы фонари связи)
Расчетную равномерно распределенную линейную нагрузку на ригель рамы вычисляем по формуле:
Опорная реакция ригеля рамы:
Расчетный вес колонны.
По таблице 1 нормативная нагрузка от веса колонны принята равной 03 кНм2.верхней части (20% массы): масса нижней части (80% массы):
Нагрузка в верхней части колонны в нижней части колонны:
2.2.Снеговая нагрузка
Расчетное значение веса снегового покрова для г. Владивосток Sg=12 кНм2;
Линейная распределенная нагрузка от снега на ригель рамы:
Опорная реакция ригеля:
2.3.Вертикальные нагрузки от мостовых кранов
Характеристики крана: база крана - 56 м расстояние между колесами 2-х кранов - 12 м нормативное усилие колеса - 320 кН.
где вес подкрановой балки
Сосредоточенные моменты от вертикальных сил Dmax Dmin определяем по формуле:
2.4.Горизонтальные нагрузки от мостовых кранов
Горизонтальную силу от мостовых кранов находим по формулам:
Считаем что сила Т приложена в уровне уступа колонны.
2.5.Ветровая нагрузка
Нормативное давление ветра для г. Владивосток w0 = 048 кПа.
Тип местности В коэффициент k = 05 при высоте до 5 м; k = 065 при высоте 10 м; k = 085 при высоте 20 м; k = 098 при высоте 30 м.
Расчетная линейная ветровая нагрузка определяется по формуле:
Линейная распределенная нагрузка при высоте до 10 м равна: до 20 м: до 30 м:
Для высоты в 206 м:
Сосредоточенные силы от ветровой нагрузки вычисляем по формулам:
а эквивалентные линейные нагрузки при Н = 206 м и kэ = 0719 по формуле:
3.Статический расчет поперечной рамы
3.1.Расчет на постоянную нагрузку
Сосредоточенный момент из-за смещения осей верхней и нижней частей колонны:
Находим параметры n = IВIН = 15 = 02;
α = НвН = 502206 = 0244 025.
Каноническое уравнение имеет вид
Моменты от поворота узлов на угол φ=1:
Моменты от нагрузки на стойках Мр:
Моменты на опорах ригеля (защемленная балка постоянного по длине сечения):
Определяются r11 и r1p:
Моменты от фактического угла поворота (М1φ):
Эпюра моментов (М1φ+ Мр) от постоянной нагрузки:
Проверкой правильности расчета служит равенство моментов в узле В (-9725 = -9725) равенство перепада эпюры моментов в точке С (6849-2548=4301) внешнему моменту (430) а также равенство поперечных сил на верхней и нижней частях колонны:
Затем строится эпюра нормальных сил (с учетом собственной массы колонн).
3.2.Расчет на снеговую нагрузку
Проводится аналогично расчету на постоянные нагрузки. Сосредоточенный момент на колонне:
Моменты от нагрузки:
Угол поворота Моменты от фактического угла поворота:
Строим эпюры усилий от снеговой нагрузки.
Эпюра моментов (М1φ+ Мр) от снеговой нагрузки кН×м:
3.3.Расчет на вертикальную нагрузку от мостовых кранов
Проводится при расположении тележки крана у левой стойки. Строим основную систему и схему нагрузки. Проверку возможности считать ригель абсолютно жестким проводим по формуле:
Каноническое уравнение для определения смещения плоской рамы имеет вид:
Моменты и реакции от смещения верхних узлов на =1 находим по таблице:
Моменты и реакции на левой стойке от нагрузки:
Усилия на правой стойке можно получить аналогично или умножая усилия левой стойки на отношение
МminMmax = 1811045711 = 0396.
Реакция верхних концов стоек:
Смещение плоской рамы . В расчете на крановые нагрузки следует учесть пространственную работу каркаса определив αпр и пр.
С учетом крепления связей на сварке (краны режима работы 4К) для кровли из крупноразмерных железобетонных плит можно принять JнJn=150;
По таблицам СНиП определяются α = 086; α' = -014;
Строим эпюру моментов М1пр от фактического смещения рамы с учетом пространственной работы и суммарную (Мр+М1пр); эпюру Q которая свидетельствует о правильном расчете (поперечные силы в верхних и нижних частях стоек рамы практически одинаковы).
Разница в значениях нормальной силы у левого и правого концов ригеля получилась из-за передачи горизонтальных сил на соседние рамы вследствие учета пространственной работы каркаса.
3.4.Расчет на горизонтальную нагрузку от мостовых кранов
Основная Система эпюра М1 каноническое уравнение коэффициент αпр здесь такие же как и при расчете на вертикальную нагрузку от мостовых кранов.
Моменты и реакции в Основной Системе от силы Т:
Смещение верха колонн с учетом пространственной работы
Строим эпюры М N и Q.
Проверка правильности решения: скачок на эпюре Q = 193+81 = 274 кН примерно равен силе Т а на правой стойке поперечные силы в верхней и нижней частях равны (21 кН).
3.5.Расчет на ветровую нагрузку
Основная Система и эпюра М1 такие же как для крановых воздействий.
Эпюра Мр на левой стойке:
На правой стойке усилия определяем умножением усилий на левой стойке на коэффициент q'эqэ = 348464 = 075;
Коэффициенты канонического уравнения находим по формуле:
Смещение рамы (ветровая нагрузка с одинаковой интенсивностью воздействует на все рамы здания поэтому αпр = 1):
Строим эпюру М=Мр+М1.
Эпюра Q на левой стойке кН:
Строим эпюру N в ригеле.
При правильном решении сумма всех горизонтальных нагрузок должна равняться сумме реакций опор (сумма поперечных сил в нижних сечениях колонн):
3.6.Составление комбинаций усилий в сечениях стойки рамы и определение усилий для расчета колонн
Рама симметричная поэтому таблица составляется для характерных сечений одной стойки. Для того чтобы учесть все возможные случаи загружения в таблицу заносятся также усилия от крановых воздействий при расположении тележки у правой стойки усилия при силе Т приложенной к другой стойке усилия при другом направлении ветра. Усилия применяемые для расчета колонн подчеркнуты.
Нагрузка и комбинации усилий
Нагрузка и комбинация усилий
Усилия M и N от постоянной нагрузки подсчитаны с коэффициентом 0911 = 08
Расчет подкрановой балки
Подкрановая балка крайнего ряда пролетом 12 м под 2 крана Q = 325 т. Режим работы кранов – 4К. Пролет здания - 36 м. Материал балки - сталь С255: Rу = 250 МПа = 24 кНсм2 (при t ≤ 20 мм); Rs = 14 кНсм2. Коэффициент надежности по назначению γn = 095.
Климатический район строительства с расчетной температурой воздуха выше -40°С. По условиям эксплуатации подкрановая балка относится к 1 группе.
2.Сбор нагрузок на подкрановую балку
Для крана Q = 325 режима работы 4К наибольшее вертикальное усилие на колесе Fkn = 320 кН; масса тележки Gт = 85 кН; тип кранового рельса – КР-70.
Для кранов режима работы 4К металлургического производства поперечное горизонтальное усилие на колесе при расчете подкрановых балок:
Расчетные усилия на колесе крана определяем по формулам:
3.Определение усилий
Максимальный момент возникает в сечении близком к середине пролета. Загружаем линию влияния момента в среднем сечении устанавливая краны невыгоднейшим образом:
Расчетный момент от вертикальной нагрузки:
где α – коэффициент учитывающий влияние собственного веса подкрановых конструкций и временной нагрузки на тормозной площадке α = 105;
- коэффициент сочетания;
yi - ординаты линий влияния.
Расчетный момент от горизонтальной нагрузки:
Для определения максимальной поперечной силы загружаем линию влияния поперечной силы на опоре. Расчетные значения вертикальной и горизонтальной поперечных сил:
4.Подбор сечения балки
Принимаем подкрановую балку симметричного сечения с тормозной конструкцией в виде листа из рифленой стали t = 6 мм и швеллера №36 (при наличии промежуточной стойки фахверка и крепления к ней тормозной конструкции).
Значение коэффициента определим по формуле:
где hb = hт hн = 10 м;
Задаемся λw=hwtw=120;
Оптимальная высота балки:
Минимальная высота балки:
где Мxn - момент от загружения балки одним краном при γf = 10.
Значения М сумма ординат линии влияния при нагрузке от одного крана y
[lf] = 400 - для кранов режима работы 4К.
Принимаем hb =120 см;
Задаемся толщиной полок tf = 2 см тогда
Из условия среза стенки силой Qx:
Принимаем стенку толщиной 1 см; hwtw = 11610 = 116120;
Размеры поясных листов определяем по формулам:
Принимаем пояс из листа сечения 20×250 мм; Аf = 50 см2.
Устойчивость пояса обеспечена так как
По полученным данным компонуем сечение балки:
5.Проверка прочности сечения балки
Определим геометрические характеристики принятого сечения относительно оси x-x:
а затем - геометрические характеристики тормозной балки относительно оси y-y (в состав тормозной балки входит верхний пояс тормозной лист и швеллер). Расстояние от оси подкрановой балки до центра тяжести сечения:
Проверим нормальные напряжения в верхнем поясе (т. А):
Прочность стенки на действие касательных напряжений на опоре обеспечена так как принятая толщина стенки больше определимой из условия среза.
Жесткость балки также обеспечена так как принятая высота балки
hb>hmin. Проверим прочность стенки балки от действия местных напряжений под колесом крана:
γf1 = 11 ( при кранах режима работы 4К с гибким подвесом груза);
где Ir = 1082 см4- момент инерции рельса КР-70; = 325 - коэффициент для сварных балок.
Стенка сварной балки проверяется также на совместное действие нормальных касательных и местных напряжений на уровне верхних поясных швов по формуле:
6.Проверка устойчивости стенки
Проверка местной устойчивости сжатого пояса производится в середине пролета балки с учетом развития пластических деформаций (при этом устойчивость пояса ухудшается):
Условия соблюдаются. Местная устойчивость пояса обеспечена стенка тонкая.
h0 – расстояние (высота) между осями поясных листов.
Определяем необходимость укрепления стенки поперечными ребрами жесткости при когда на балку действует местная нагрузка:
поперечные ребра жесткости необходимы.
В зоне учета пластических деформаций необходима постановка ребер жесткости под каждой балкой настила так как местные напряжения в стенке в зоне не допустимы. Длина зоны пластических деформаций:
Расставляем ребра жесткости с учетом расположения сосредоточенных над ними сил на равном расстоянии друг от друга не превышающем 2hw.
Устанавливаем необходимость проверки устойчивости стенки:
При наличии в отсеке местной нагрузки и при ее отсутствии
Проверка необходима.
Проверку производим в отсеке где изменяется сечение под локальной нагрузкой где нормальные и касательные напряжения имеют высокие значения и стенка укреплена только поперечными основными ребрами жесткости () по формуле:
Определяем критические напряжения:
где ; Rs = 133 кНсм2;
d – меньшая сторона отсека;
Для определения ccr вычисляем:
где = 08 (табл. 22 СНиП).
По табл. 24 СНиП при = 136 и ahef = 200118 = 169
предельное значение
Расчетное значение предельного поэтому cr определяем по формуле (см. выше) где ccr = 321 получено по табл. 21 СНиП при = 136.
где принимаем в табл. 23 СНиП a2 вместо a;
c1 = 1635; табл. 23 СНиП = 136 и a2hw = 2002116 = 086.
Проверка устойчивости стенки в отсеке:
Устойчивость стенки обеспечена.
7.Расчет опорной части
Сталь С 255; Ry = 24 кНсм2; Rр = 355 кНсм2 – расчетное сопротивление на смятие.
Опорная реакция балки:
Определяем площадь смятия торца ребра по формуле:
Принимаем ребро 200 х 12.
Проверяем опорную стойку балки на устойчивость. Ширина участка стенки включенной в работу опорной стойки:
Расчет сварного шва.
Рассчитываем прикрепление опорного ребра к стенке балки двусторонними швами полуавтоматической сваркой проволокой Cв-08Г2.
Rwf = 215 кНсм2; Rwz = 165 кНсм2;
f Rwf = 09215 = 193 кНсм2;
z Rwz = 105165 = 17 кНсм2.
Расчет производим по более слабой границе (z)
Определяем катет шва:
Принимаем катет шва kf = 8 мм.
Проверяем длину рабочей области шва:
Ребро привариваем к стенке по всей высоте сплошными швами.
8.Расчет сварных швов соединяющих элементы составной сварной балки
Поясные швы крепления верхнего пояса и стенки помимо продольного сдвигающего усилия возникающего от изгиба балки воспринимают сосредоточенное усилие от колеса крана.
Сварка производится проволокой Cв-08Г2. Задаемся катетом шва kf = 08 см.
Результирующее напряжение в швах будет равно геометрической сумме напряжений от поперечной силы W1 и местных напряжений W2 и может быть проверено по формуле:
Аналогично определяются напряжения на границе сплавления:
Требуемую высоту шва kf можно получить из выражения:
Принимаем kf = 08 см.
Расчет ступенчатой колонны
Расчетные усилия берем из таблицы.
Для верхней части колонны в сечении 1-1 N = 10865 кН; М = -16789 кНм; Q = 1485 кН;
В сечении 2-2 при том же сочетании нагрузок (123*45*) М = -8881 кНм;
Для нижней части колонны N1 = 27761 кН; М1 = -8035 кНм (изгибающий момент догружает подкрановую ветвь); N2 = 36837 кН; М2 = 21087 кНм (изгибающий момент догружает наружную ветвь); Qmax = 2174 кН.
Соотношение жесткостей верхней и нижней частей колонны IвIн=02; материал конструкций - сталь С235; бетон фундамента В10. Коэффициент надежности по назначению γn=095.
2.Определение расчетных длин колонны
Так как НвНн = l2l1 = 5021558 = 0322 06 и NнNв = 3683710865 = 339 > 3 значения коэффициента : 1 = 2 2 = 3.
В однопролетной раме с жестким сопряжением ригеля с колонной верхний конец колонны закреплен только от поворота.
Таким образом для нижней части колонны l
Расчетные длины из плоскости рамы для нижней и верхней частей равны соответственно: lу2 = Нв - hв = 502 – 150 = 352 см.
3.Подбор сечения верхней части колонны
Сечение принимаем в виде сварного двутавра высотой hв = 500 мм.
Находим требуемую площадь сечения предварительно определив приближенные значения характеристик.
Для симметричного двутавра ρ
(для листов из стали С235 толщиной до 20 мм Ry = 23 кНсм2);
Значение коэффициента для двутавра колеблется в пределах от 12 до 17. Примем в первом приближении = 14. Тогда mef = m =>
Компоновка сечения.
Высота стенки hw = hв-2tf = 50-240 = 42 см (принимаем предварительно tf = 40 см).
По формуле при 1 mx10 и из условия местной устойчивости предельная гибкость стенки: и требуемая толщина стенки:
Принимаем tw = 12 см.
Тогда требуемая площадь полки:
Принимаем bf = 50 cм; А f = 5040 = 200 см2;
Устойчивость полки обеспечена так как
Геометрические характеристики сечения:
λу = 352136 = 2588;
Предельная условная гибкость стенки:
Проверка устойчивости в плоскости действия момента:
Проверка устойчивости верхней части колонны из плоскости действия момента. Двутавровому сечению соответствует тип кривой устойчивости «в» при . Для определения mx найдем максимальный момент в средней трети расчетной длины стержня (при сочетании нагрузок 1 2 3* 4 5*):
Поскольку mef 20 проверка прочности по формуле не требуется.
4.Подбор сечения нижней части колонны
Определим по формуле ориентировочное положение центра тяжести. Принимаем предварительно z0 = 5 cм; h0 = hн - z0 = 95 см.
Усилия в ветвях определим по формулам. В подкрановой ветви
По формулам определяем требуемую площадь ветвей и компонуем сечение. Для подкрановой ветви задаемся φ = 08:
(для фасонного проката толщиной до 20 мм Ry = 23 кНсм2);
По сортаменту принимаем двутавр 50Б1: Аb1 = 9298 см2; у = 1999 см.
Для удобства прикрепления элементов решетки просвет между внутренними гранями полок принимаем такими же как в подкрановой ветви (468 мм). Толщину стенки tw для удобства ее соединения встык с полками верхней части колонны принимаем равной 40 мм а ширину стенки из условия размещения швов hw = 530 см.
Требуемая площадь полок
Из условия местной устойчивости полок bftf 15;
Принимаем bf = 15 см; tf = 14 см; Аf = 1415 = 21 см2.
Геометрические характеристики ветви:
Уточняем положение центра тяжести сечения колонны:
h0 = hн - z0 = 100-357 = 9643 см.
Отличие от первоначально принятых размеров мало поэтому усилия в ветвях не пересчитываем.
Проверка устойчивости ветвей.
Проверку производим по формулам
из плоскости рамы: lу = 1558 см. Подкрановая ветвь
=> φу = 0722 (тип кривой устойчивости «в»);
=> φу = 0553 (тип кривой устойчивости «с»);
Увеличиваем ширину полок и принимаем bf = 30 cм tf = 25 cм; Аf = 2530 = 75 см2. Геометрические характеристики ветви:
h0 = hн - z0 = 100-9 =91 см.
Для увеличенного сечения наружной ветви:
Из условия равноустойчивости подкрановой ветви в плоскости и из плоскости рамы определяем требуемое расстояние между узлами решетки:
lb1 = λx1 x1 = 62416 = 25792 см.
Принимаем lb1 = 240 см разделив нижнюю часть колонны на целое число панелей.
Проверяем устойчивость ветвей в плоскости рамы (относительно осей x1-x1 и x2-x2).
Для подкрановой ветви
то есть устойчивость обеспечена.
5.Подбор сечения решетки нижней части колонны
Поперечная сила в сечении колонны Qmax = 2174 кН. Условная поперечная сила для стали С235 принимается по табл.8.2:
Qfic 02A = 02(9298+362) = 91 кН Qmax = 2174 кН.
Расчет решетки производим по Qmax. Усилие сжатия в раскосе:
α = 40º (угол наклона раскоса)
γc = 075 (сжатый уголок прикрепленный одной полкой).
Принимаем уголок 100×8; А d = 172 см2; m
=> φ = 0763 (кривая устойчивости типа «в»);
6.Проверка устойчивости нижней части колонны в плоскости действия момента как единого целого
Геометрические характеристики всего сечения:
λx = lxi x = 3116367 = 847.
Приведенная гибкость
Для комбинации усилий догружающих наружную ветвь (сечение 4-4):
N2 = 36837 кН; М2 = 21087 кНм;
Для комбинации усилий догружающих подкрановую ветвь (сечение 3-3):
N1 = 27761 кН; М1 = -8035 кНм;
Устойчивость сквозной колонны как единого стержня из плоскости действия момента проверять не нужно так как она обеспечена проверкой устойчивости отдельных ветвей.
Проверим соотношение жесткостей нижней и верхней частей колонны Iн Iв = 612616362190088 = 280. Отличие от принятого при расчете рамы Iн Iв = 5 невелико поэтому статический расчет рамы уточнять не требуется.
7.Расчет и конструирование узла сопряжения верхней и нижней частей колонны
Расчетные комбинации усилий в сечении над уступом:
) N = 17200 кН; М = -4975 кНм (загружение 134);
) N = 19792 кН; М = -8736 кНм (загружение 12);
Давление кранов Dmax = 91421 кН.
Прочность стыкового шва (ш1) проверяем в крайних точках сечения надкрановой части.
Первая комбинация М и N (сжата наружная полка):
Вторая комбинация М и N (сжата внутренняя полка): наружная полка:
где Rpwy - расчетное сопротивление стыкового шва при растяжении Rpwy = 085 Ry.
Прочность шва обеспечена с большим запасом. Толщину стенки траверсы определим из условия ее смятия по формуле:
b = 30 см. Принимаем tпл = 2 см; Rр = 35 кНсм2.
Учитывая возможный перекос опорного ребра балки принимаем tтр = 14 см.
При второй комбинации М и N усилия во внутренней полке (в запас несущей способности):
Длина шва крепления вертикального ребра траверсы к стенке траверсы (ш2)
Применяем полуавтоматическую сварку в нижнем положении в среде углекислого газа сварочной проволокой Cв-08Г2:
Расчет ведем по металлу границы сплавления. Принимаем kf = 10 мм;
В стенке подкрановой ветви делаем прорезь в которой заводим стенку траверсы. Для расчета шва крепления траверсы к подкрановой ветви (ш3) составляем комбинацию усилий в сечении 2-2 дающую наибольшую опорную реакцию траверсы (такой комбинацией будет сочетание 1 2 3 4(-) 5*):
N = 19533 кН; М = -911 кНм;
Коэффициент = 09 учитывает что усилия М и N приняты для второго основного сочетания нагрузок. Требуемая длина шва (kf = 10 мм):
Из условия прочности стенки подкрановой ветви в месте крепления траверсы (линия 1-1) определим высоту траверсы hтр по формуле:
tw1 = 88 мм - толщина стенки двутавра 50Б1 Rs = 058Rу = 13 кНсм2 - расчетное сопротивление срезу фасонного проката из стали С235. Принимаем hтр = 100 см.
Максимальная поперечная сила в траверсе с учетом усилия от кранов возникает при комбинации усилий 1 2 3 4(-) 5* (расчет шва 3):
Коэффициент k = 12 учитывает неравномерную передачу усилия Dmax:
8.Расчет и конструирование базы колонны
Ширина нижней части колонны превышает 1 м проектируем базу раздельного типа.
) N = 36837 кН; М = 21087 кНм (для расчета базы наружной ветви);
) N = 34504 кН; М = -6121 кНм (для расчета базы подкрановой ветви сочетание 1 3 4(-) 5);
В комбинации усилий не учтена нагрузка от снега так как
то есть снеговая нагрузка разгружает подкрановую ветвь.
Усилия в ветвях колонны определим по формулам:
8.1.Расчет базы наружной ветви
Требуемая площадь плиты
( = 1 α = 1 ); принимаем φb = 2
Rb = 06 кНсм2 (бетон В10).
По конструктивным соображениям свес плиты с2 должен быть не менее 4 см. Тогда
принимаем В = 100 см; Lтр = Апл.трВ = 728892100 = 7289 см принимаем L = 75 см Апл = 100×75 = 7500 см2 > Апл.тр.
Среднее напряжение в бетоне под плитой ф = Nв2 Апл = 5248027500 = 070 кНсм2.
Из условия симметричного расположения траверс относительно центра тяжести ветви расстояние между траверсами в свету равно:
при толщине траверсы 14 мм.
Определяем изгибающие моменты на отдельных участках плиты:
Участок 1 (консольный свес с = с1 = 111 см):
Участок 2 (консольный свес с = с2 = 241 см):
Участок 3 (плита опертая на 4 стороны: ba = 46830 = 156 2; α = 0084):
Участок 4 (плита опертая на 4 стороны: ba = 46816 = 293 > 2; α = 0125):
Принимаем для расчета Мmax = М2 = 20328 кНсм.
Ry = 205 кНсм2 - для стали С235 толщиной 21-40 мм. Принимаем tпл = 78 мм (2 мм - припуск на фрезеровку).
8.2.Расчет базы внутренней ветви
Высоту траверсы определим из условного размещения шва крепления траверсы к ветви колонны. В запас прочности все усилия в ветви передаем на траверсы через 4 угловых шва. Сварка полуавтоматическая проволокой марки СВ-08Г2С d = 2 мм
kf = 8 мм. Требуемая длина шва определяется по формуле:
Принимаем hтр = 80 см.
Проверка прочности траверсы выполняется так же как для центрально-сжатой колонны. Расчет анкерных болтов крепления подкрановой ветви
(Nm М = 17207 кНм); усилие в анкерных болтах
Требуемая площадь сечения болтов из стали С235 Rba = 185 кНсм2;
Принимаем 6 болтов d = 48 мм;
Аba = 61472 = 8832 см2.
Усилие в анкерных болтах наружной ветви меньше. Из конструктивных соображений принимаем такие же болты.
Расчет стропильной фермы
Параметры здания и нагрузки те же что в примерах компоновки и расчета рамы.
Материал стержней ферм - сталь С245 Ry = 240 МПа = 24 кНсм2 (t ≤ 20 мм); материал фасонок – С255. Элементы ферм выполнены из уголков.
2.Сбор нагрузок на ферму
Нагрузка от массы покрытия (за исключением веса фонаря):
Массу фонаря в отличие от расчета рамы учитываем в местах фактического опирания фонаря на ферму.каркаса фонаря на единицу площади горизонтальной проекции фонаря: g'фон = 010 кНм2.
Силы F0 и F11 приложены к колоннам и в расчете фермы не учитываются. Опорные реакции:
Расчетная нагрузка s = sg = 12.
Узловые силы. Первый вариант снеговой нагрузки:
Второй вариант снеговой нагрузки:
Нагрузка от рамных моментов (табл. 12.6). Первая комбинация (сочетание 1 2 3* 4 5*): М1ma
М2соот = -9279 кНм (сочетание 1 2 3 4*(-) 5);
Вторая комбинация (без учета снеговой нагрузки):
М1 = -16789-(-2699) = -14090 кНм; М2соот = -9279-(-2699) = -6580 кНм.
Нагрузка от распора рамы:
3.Расчет усилий в стержнях фермы
Усилия в стержнях фермы определяем раздельно для каждой нагрузки с помощью построения диаграммы Максвелла-Кремоны.
При вычерчивании схемы фермы за расчетную высоту принимается расстояние между осями поясов. Сумма привязок осей поясов таврового сечения к их внешним граням можно принять равной 100 мм. Для симметричных нагрузок (постоянная и снеговая) достаточно построить диаграммы усилий только для половины фермы. Строим диаграмму усилий от постоянной и снеговой нагрузок. Максимальные усилия в стержнях фермы от снеговой нагрузки получаются при первом варианте загружения. По второму варианту определим только усилия в стойках. Эти усилия равны узловым нагрузкам.
Усилия от единичных моментов умножаются на соответствующие величины моментов и суммируются. Для построения диаграммы единичный момент заменяется парой сил с плечом равным расчетной высоте фермы на опоре:
Вертикальные опорные реакции фермы равны:
4.Подбор и проверка сечений стержней фермы
Подбор сечений стержней фермы проводится по требуемой площади:
- для сжатых элементов.
Принимаем λ = 60 (для поясов) и λ = 100 (для решетки).
Требуемая площадь для растянутых элементов:
Подбираем сечения из равнополочных уголков.
Расчетные усилия в стержнях ферм
Усилия от постоянной нагрузки
Усилия от снеговой нагрузки
Усилия от опорных моментов
Усилия от распора рамы
*По второй комбинации моментов и распоров
**По второму варианту снеговой нагрузки
NAn ≤ R×(γcγn) кНсм2
В стадии монтажа λy=1460793=184 [λ] = 220
5.Расчет сварных швов
Для сварки узлов фермы применяем полуавтоматическую сварку проволокой Cв-08Г2C d = 14 2 мм kf ma
f Rwf = 09215 = 193 МПа;
z Rwz = 045105370= 175 МПа.
Несущая способность швов определяется прочностью по границе сплавления. Длина сварных швов определяется по формуле:

МК-2 final.dwg

Металлические конструкции
Каркас одноэтажного промышленного здания
Связи по нижним поясам ферм
Связи по верхним поясам ферм
ВС-1 Вертикальные связи между колоннами выше подкрановой балки ВС-2 Вертикальные связи между колоннами ниже подкрановой балки ВС-3 Вертикальные связи между фермами ВС-4 Поперечные вертикальные связи на торце фонаря ВС-5 Вертикальные связи вдоль конька ВС-6 Вертикальные связи между стойками фахверка ГС-1 Горизонтальные поперечные связи по нижним поясам ферм ГС-2 Горизонтальные продольные связи по нижним поясам ферм ГС-3 Горизонтальные поперечные связи по верхним поясам ферм ГС-4 Горизонтальные связи по верхним поясам фонаря Р-1 Распорки по нижним поясам ферм Р-2 Распорки по коньковому узлу Р-3 Распорки в пределах фонаря Р-4 Распорки вдоль колонн
Условные обозначения:
Марка или наименов. стали
Спецификация металлов
Таблица отправочных марок
Узел опирания стропильной фермы на колонну сбоку
Примечания: 1. Все неоговоренные швы катетом 8 мм. 2. Сварка ручная электродом Э-42. 3. Монтажные болты класса 6.6. 4. Диаметр монтажных болтов 24 мм. 5. Диаметр отверстий под монтажные болты 25 мм.
Ферма Ф-1 (сборочный чертеж) Узлы М 1:25
Схема связей по поясам ферм
Геометрическая схема фермы размеры
Отправочная марка фермы Ф-1
Масштаб длин М 1:50 масштаб сечений М 1:25