Стальные конструкции одноэтажного производственного здания

приложение к МК(лист).dwg

ГОУ ВПО "ЮУрГУ" Филиал в г. Златоусте Кафедра ПГС
Стальные конструкции одноэтажного производственного здания
План (М 1:500). Схемы связей (М 1:500). Разрезы (М 1:500
М 1:200). Узел 3 (М 1:20)
ЮУрГУ-270102.2010.575.11-КП
Схема расположения колонн
фахверков и ферм M 1:500
План связей по верхнему поясу ферм М 1:500
План связей по нижнему поясу ферм M 1:500
План связей по фонарю М 1:500
Железобетонная плита
Пароизоляция (1 слой рубероида)
Минераловатные плиты
Гидроизоляция (2 слоя рубероида)
Защитный слой из битумной мастики с втопленным гравием
Цементно-песчаная стяжка
Отправочный элемент фермы. Узлы 1 и 2 (М 1:20). Разрезы (М 1:20).
рельс условно не показан
Отправочный элемент фермы ФС-1
Спецификация на отправочный элемент
Болты нормальной точности М20 из стали 4.6 2. Заводские швы выполнять полуавтоматической сваркой в среде CO2 3. Сварочная проволока О8-Г2С.
Масса наплавленного металла 40 кг
Таблица отправочных элементов

МК КП1.doc

КОМПОНОВКА ПОПЕРЕЧНОЙ РАМЫ4
СОЗДАНИЕ РАСЧЕТНОЙ СХЕМЫ ПОПЕРЕЧНОЙ РАМЫ6
1. Определение геометрических параметров расчетной схемы6
2 Определение нагрузок7
2.1 Постоянная нагрузка7
2.2 Снеговая нагрузка9
2.3 Крановые нагрузки11
2.4 Ветровые нагрузки14
ОПРЕДЕЛЕНИЕ ПРЕДВАРИТЕЛЬНЫХ РАЗМЕРОВ СЕЧЕНИЙ ЭЛЕМЕНТОВ РАСЧЁТНОЙ СХЕМЫ16
1 Выбор расчетных сочетаний усилий18
2 Расчёт верхней части колонны20
3 Расчет нижней части колонны26
ПРОЕКТИРОВАНИЕ СТРОПИЛЬНОЙ ФЕРМЫ34
РАСЧЕТ И КОНСТРУИРОВАНИЕ БАЗЫ КОЛОННЫ39
РАСЧЕТ И КОНСТРУИРОВАНИЕ УЗЛА СОПРЯЖЕНИЯ ВЕРХНЕЙ И НИЖНЕЙ ЧАСТЕЙ КОЛОННЫ45
РАСЧЕТ И КОНСТРУИРОВАНИЕ ОПОРНОГО УЗЛА ФЕРМЫ48
БИБЛИОГРАФИЧЕСКИЙ СПИСОК50
Место строительства Махачкала
Длина цеха Lsh м 168
Кран Qcr=100 т Lcr=34 м
Отметка г.п.р. м 158
Характеристика общих объемно-планировочных и конструктивных решений
Здание является однопролетным одноэтажным производственным зданием оборудованным двумя мостовыми кранами равной грузоподъемности тяжелого режима работы (7К). Каркас здания – стальной. Колонны – ступенчато-переменного сечения. Сечение верхней части колонны – составной симметричный двутавр. Нижняя часть сквозного сечения состоящая из двух ветвей: наружная (шатровая) ветвь из составного швеллера внутренняя (подкрановая) ветвь из прокатного двутавра с параллельными гранями полок; решетка двухплоскостная из уголков. Стропильная ферма – из парных уголков с параллельными поясами решетка треугольная со стойками.
Здание отапливаемое. Кровля теплая по несущим конструкциям металлическая. Состав кровли: пароизоляция из одного слоя рубероида утеплитель из минераловатных плит цементная стяжка толщиной 20мм гидроизоляционный ковер из 3 слоев рубероида защитный слой из битумной мастики с втопленным гравием толщиной 10 мм. Стеновое ограждение – панели керамзитобетонные шириной 5980мм.
КОМПОНОВКА ПОПЕРЕЧНОЙ РАМЫ
Выполняем компоновку поперечной рамы и определяем ее геометрические размеры. Размеры по вертикали привязываем к отметке уровня пола принимая ее нулевой. Размеры по горизонтали привязываем к продольным осям здания.
Определяем геометрические размеры мостового крана подкрановой балки подкранового рельса.
Для мостового крана грузоподъемностью Qcr=100 т пролетом Lcr=34 м [1] :
высота крана Hcr=4000 мм;
расстояние от оси подкрановой балки до наиболее выступающей точки крана B1=400 мм;
тип подкранового рельса КР120
По сортаменту крановых рельсов (ГОСТ 4121-76*) высота подкранового рельса КР120 hrs=170 мм.
Температура воздуха наиболее холодных суток обеспеченностью 098 для города Махачкала составляет T98= – 21°С [2]. При шаге колонн l=12 м принимается марка подкрановой балки Б12Н-6 [3] у которой общая высота составляет
hg=1590+60=1650 мм.
Опорная база колонны заглублена на hз=800 мм. Величина привязки продольной разбивочной оси к наружной грани колонны равна a=500 мм. Предельный прогиб фермы fu=36000300=120 мм [4]; высота стропильной фермы Hф=3150 мм; высота фонаря Hфон=3000 мм.
Высота сечения верхней (надкрановой) части колонны hв=1000 мм размер принимаем с учетом организации прохода в стенке колонны; высота сечения нижней (подкрановой) части колонны hн=1500мм. Размер верхней части колонны Нв=9190 мм размер нижней части колонны Нн=14780 мм полезная высота здания Н0=20020 мм.
Далее проверяем соответствие принятого размера верхней части колонны габаритным размерам мостового крана: расстояние от внутренней нрани верхней части колонны до наиболее выступающей части крана равно 500 мм что больше наименьшего требуемого размера В1+75 мм=400+75=475 мм. Следовательно размер hв назначен верно.
Проверим соответствие полученного размера Н0 требованиям унификации.
Н0=20020 мм не кратно 600 мм поэтому увеличиваем размер верхней части колонны. В результате получаем Н0=20400 мм. Окончательный вариант компоновки поперечной рамы представлен на рисунке 1.
Рисунок 1– Компоновка поперечной рамы
СОЗДАНИЕ РАСЧЕТНОЙ СХЕМЫ ПОПЕРЕЧНОЙ РАМЫ
1. Определение геометрических параметров расчетной схемы
Статический расчет поперечной рамы производится методом конечных элементов в программном комплексе «Лира». Схема создается при втором признаке схемы из конечных элементов (КЭ) типа 10. Светоаэрационный фонарь в расчетную схему не включается.
Переход от конструктивной схемы к расчетной начинается с замены реальных стержней поперечной рамы КЭ которые проводятся через центры тяжести реальных стержней.
Определение координат узлов для КЭ ферм выполняется в предположении что расстояние между центрами тяжести поясов равно 305 м длина панели по нижнему поясу равна 6 м длина панели по верхнему поясу равна 3 м. Моделирование примыкания фермы сбоку к колонне и уступов ступенчатых колонн осуществляется условными стержнями с абсолютно жесткими вставками. Контур расчетной схемы нанесенный красным цветом поверх конструктивной схемы поперечной рамы приведен на рисунке 2. Расчётная схема поперечной рамы представлена на рисунке 3.
Рисунок 2 – Расчетная и конструктивная схемы поперечной рамы
Рисунок 3 – Расчётная схема поперечной рамы
При работе в ПК «Лира» густота разбиения колонн на КЭ может быть увеличена исходя из удобства приложения нагрузок.
2 Определение нагрузок
2.1 Постоянная нагрузка
Постоянная нагрузка на поперечную раму формируется из собственного веса конструкций нагрузки от кровли нагрузки от стенового ограждения.
Сбор нагрузок действующих на покрытие от кровли и конструкций покрытия (кроме собственного веса фермы) сведён в таблицу 1. Величины нагрузок приняты по приложению 4 [1].
Таблица 1 – Постоянная нагрузка на покрытие
Нормативная нагрузка
Жб панель из тяжелого бетона марки ПГ-АIVв (11960х2980х455)
Пароизоляция из одного слоя рубероида
Утеплитель из минераловатных плит
Цементная стяжка толщиной 20мм
Гидроизоляционный ковер из 3 слоев рубероида
Защитный слой из битумной мастики с втопленным гравием толщиной 10 мм
Нагрузка от веса кровли и конструкций покрытия передается в узлах ферм в виде сосредоточенных сил. Сосредоточенная нагрузка в i-ом узле фермы Fпостi равна:
где Dузi – грузовое расстояние i-го узла фермы.
q·l – равномерно распределенная нагрузка по длине фермы.
Нагрузку от стенового ограждения qст определяем без учета остекления только от керамзитобетонных панелей: qст =385 кН. На расчетной схеме задаем эту нагрузку в виде сосредоточенных нагрузок приложенных к верхним узлам нижней и верхней частей колонны.
где Fвс – сосредоточенная нагрузка от веса стенового ограждения расположенного в пределах верхней части колонны;
Fнс – сосредоточенная нагрузка от веса стенового ограждения расположенного в пределах нижней части колонны;
lфах – шаг фахверковых стоек.
где Mвс Mнс – изгибающие моменты вызванные приложением нагрузок Fвс Fнс с эксцентриситетами eвс eнс относительно центров тяжести верхней и нижней частей колонны соответственно.
Рисунок 4 – Схема загружения поперечной рамы постоянной нагрузкой
2.2 Снеговая нагрузка
Снеговую нагрузку определяем для двух вариантов распределения снега по профилю покрытия.
Узловые нагрузки вычисляем:
где sg – расчетное значение веса снегового покрова земли. определяемое по табл. 4* СНиП [4];;
i – коэффициент перехода от веса снегового покрова земли к снеговой нагрузке на покрытие. определяемое по табл. 3* СНиП [4].
Для города Махачкала находящемся в II снеговом районе sg = 1.2 кПа.
Для зданий с продольными фонарями закрытыми сверху для зоны С значения коэффициентов 1 и 2 будут равны:
Схемы загружения стропильной фермы двумя вариантами снеговой нагрузки показаны на рисунках 5 и 6.
Рисунок 5 – Схема загружения поперечной рамы первым вариантом снеговой нагрузки
Рисунок 6 – Схема загружения поперечной рамы вторым вариантом снеговой нагрузки
2.3 Крановые нагрузки
Крановая нагрузка передается на уступы колонн в виде сосредоточенных вертикальных сил Dmax и Dmin моментов Мmax и Мmin горизонтальной силы Тmax которые определяются при расчетном положении двух сближенных кранов. Линии влияния для крана приведены на рисунке 7.
Рисунок 7 – Линия влияния крановых нагрузок
Для восьмиколесных кранов Fkmax вычисляем как среднее между силами F1 и F2:
где F1 F2 – нагрузки.
Минимальная вертикальная нагрузка на колесе:
где mк – масса крана с тележкой;
n0 – количество колес крана с одной стороны.
Горизонтальная нагрузка:
где =005 – для кранов с гибким подвесом груза;
mТ – масса крановой тележки.
Нагрузки передаваемые на колонны поперечной рамы:
где – коэффициент сочетания крановых нагрузок;
y n – количество колес кранов попадающих на подкрановые балки опирающиеся на колонну поперечной рамы;
eк – эксцентриситет передачи нагрузок Dmax Dmin равный расстоянию от оси подкрановой ветви до центра тяжести нижней части колонны.
Вертикальные сосредоточенные силы на уступы колонн Dmax и Dmin будут равны:
Моменты Мmax и Мmin на уступах колонн:
Горизонтальная нагрузка на верхнюю часть колонны по формуле (3.14):
Схемы приложения крановых нагрузок приведены на рисунках 8 и 9.
Рисунок 8 – Схема загружения поперечной рамы вертикальной крановой нагрузкой
Рисунок 9 – Схема загружения поперечной рамы горизонтальной крановой нагрузкой
2.4 Ветровые нагрузки
Ветровая нагрузка воздействует на поперечную раму с переменной по высоте интенсивностью для её вычисления используем формулу:
где w0 – нормативное значение ветрового давления по таблице 5 СНиП [4].
Город Махачкала относится к V ветровому району следовательно w0=060 кПа;
kz – коэффициент учитывающий изменение ветрового давления по высоте z определяется по таблице 6 [4].
с – аэродинамический коэффициент определяемый по приложению 4.4 [4] интерполяцией в зависимости от геометрических размеров здания:
С наветренной стороны:
Нагрузка на фонарь заменена сосредоточенной силой.
С подветренной стороны:
Схема загружения поперечной рамы ветровой нагрузкой представлена на рисунке 10.
Рисунок 10 – Схема загружения поперечной рамы ветровой нагрузкой
ОПРЕДЕЛЕНИЕ ПРЕДВАРИТЕЛЬНЫХ РАЗМЕРОВ СЕЧЕНИЙ ЭЛЕМЕНТОВ РАСЧЁТНОЙ СХЕМЫ
Площадь поясов стропильной фермы определяем по формуле:
где Mmaxф– максимальный изгибающий момент в середине пролета ригеля как в простой балке от расчетной нагрузки включающей снеговую и постоянную нагрузку на кровлю определяемый по формуле:
hoф=305 м – расстояние между центрами тяжести поясов фермы;
Ryф – расчетное сопротивление стали стержней фермы по пределу текучести;
kф– коэффициент учитывающий уклон верхнего пояса i и деформативность решетки фермы при i=0 kф =09.
Требуемая площадь одного уголка:
Для верхнего пояса принимается сечение 2 250х250х18; для нижнего пояса – 2 200х200х20. Для раскосов принято сечение 2 180х180х12; для стоек – 2100х100х8.
Момент инерции нижней (подкрановой) части колонны определяем по формуле:
Ryk– расчетное сопротивление по пределу текучести стали колонны;
kн – коэффициент принимаемый при шаге колонн 12м kн=38.
Площадь сечения нижней части колонны определяем по формуле:
Заменим сквозное сечение из составного швеллера и двутавра сечением из двух прокатных двутавров. В этом случае площадь одного двутавра равна:
Принимаем для нижней части колонны сквозное сечение из двух двутавров 40Ш2 (ГОСТ 26020-83).
Момент инерции верхней части колонны определяем по формуле:
где kв– коэффициент принимаемый при жестком сопряжении ригеля с колонной равным 15.
Заменим составной двутавр прокатным с параллельными гранями полок. Для верхней части колонны принимаем двутавр 100Ш1 (ГОСТ 26020-83).
1 Выбор расчетных сочетаний усилий
По результатам статического расчета поперечной рамы построим эпюры изгибающего момента для левой колонны.
Рисунок 11 – Эпюры изгибающего момента M для левой колонны: а) постоянное б) снег 1 в) снег 2 г) кран Dmax слева д) кран Dmax справа е) тормоз справа ж) тормоз слева з) ветер слева и) ветер справа к) расположение сечений.
Определение расчетные сочетания усилий (РСУ) для левой колонны приведено в таблице 2.
Таблица 2 – Расчётные сочетания усилий для левой колонны
Усилия M и N от постоянной нагрузки подсчитаны с коэфициентом 0.9
Для расчета верхней части колонны выбираем следующее РСУ: M=3198кН·м N =-1793 кН. При расчёте нижней части колонны выбираем две комбинации РСУ: догружающую шатровую ветвь и догружающую подкрановую ветвь. Тогда положительный изгибающий момент догружает подкрановую ветвь а отрицательный – шатровую.
Для подкрановой ветви примем: M1 = 1936 кН·м N1 = -4317 кН а для шатровой ветви M2 = -3076 кН·м N2 = -4365 кН.
2 Расчёт верхней части колонны
Верхняя часть колонны представляет собой составное симметричное двутавровое сечение. Требуемую площадь поперечного сечения определяем по формуле:
Верхняя часть колонны выполнена из стали С245 с максимальной толщиной элементов в сечении менее 20 мм поэтому Ry=24 кНсм2.
высота стенки hw=950 мм
толщина стенки tw=18 мм
ширина полки bf=600 мм
толщина полки tf=25 мм.
Рисунок 12 – Поперечное сечение верхней части колонны
Характеристики верхней части колонны:
– момент инерции относительно оси х-х
– момент инерции относительно оси y-y
– момент сопротивления наиболее сжатого волокна (крайней точки полки)
– геометрическая длина верхней части колонны принимается как расстояние между уступом колонны и центром тяжести нижнего пояса стропильной фермы lв=6.52 м
– расчетная длина верхней части колонны в плоскости действия момента
где в=3 – коэффициент расчетной длины принятый в соответствии с таблицей 18 [5]
– расчетная длина верхней части колонны из плоскости действия момента равна наибольшему расстоянию между точками закрепляющими верхнюю часть колонны от смещения вдоль здания это расстояние от точки крепления тормозного настила подкрановой конструкции до центра тяжести нижнего пояса фермы
– гибкости верхней части колонны
– приведенная гибкость верхней части колонны в плоскости действия момента Так как lx > ly то проверяем устойчивость стержня колонны по подобранному сечению относительно оси x – x.
– относительный эксцентриситет
Проверка местной устойчивости полки осуществляется по условию:
где bef– расчетная ширина свеса полки равная расстоянию от грани стенки до края поясного листа;
[bef tf] – наибольшее отношение вычисляемое по формуле 5.7
Расчетная ширина свеса полки:
таким образом проверка местной устойчивости полки выполняется.
Проверка местной устойчивости стенки осуществляется по условию
где hef = hw =95 см — расчетная высота стенки;
– предельная гибкость стенки определяемая по формуле из таблицы 27* СНиП II-23-81* «Стальные конструкции» [5]
– условная гибкость элемента принимаемая в расчете на устойчивость в плоскости действия момента.
таким образом проверка местной устойчивости стенки не выполняется. Чтобы не увеличивать толщину стенки допускается исключить из работы ее среднюю неустойчивую часть высотой hred в соответствии с пунктом 7.20* СНиП [5].
Исключаемая часть стенки определяется по формуле 5.10.
где – условная гибкость стенки равная:
k – коэффициент принимаемый для двутаврового сечения равным
Уменьшенное значение площади поперечного сечения которое будет приниматься в расчетах на общую устойчивость равно:
Проверяем необходимость укрепления стенки колонны поперечными ребрами жесткости. Ребра следует устанавливать если выполняется следующее условие:
следовательно проверка местной устойчивости стенки выполняется.
Проверка общей устойчивости верхней части колонны в плоскости действия момента производится по зависимости:
где A – площадь поперечного сечения (в случае если местная устойчивость стенки не обеспечена то A=Ared);
φe – коэффициент определяемый по табл. 74 СНиП II-23-81* [5] в зависимости от приведенного относительного эксцентриситета mef:
– коэффициент влияния формы сечения определяемый по таблице 73 СНиП [5].
Для определения необходимо найти отношение площади полки к площади стенки:
Относительный эксцентриситет m=6.00 и лежит в пределах 5
Приведенная гибкость верхней части колонны =1.733 лежит в пределах 05 следовательно для типа сечения 5 и для отношения 0.5Af Aw1 коэффициент влияния равен 1.25 по таблице 73 [5] как при Af Aw =0.5:
Для mef =7.5 и =1.733 интерполяцией вычисляем коэффициент φe =01674.
таким образом для сечения верхней части колонны выполняется проверка по общей устойчивости в плоскости действия момента.
Недонапряжение в сечении:
Следовательно принятое сечение является экономичным с точки зрения использования несущей способности материала.
Проверка общей устойчивости верхней части колонны из плоскости действия момента производим в зависимости:
где φy – коэффициент вычисляемый согласно требованиям пункта 5.3 СНиП [5];
c – коэффициент вычисляемый согласно требованиям пункта 5.31 СНиП [5] в зависимости от относительного эксцентриситета mх.
При определении mх за расчетный момент Mx принимаем максимальный момент в пределах средней трети длины стержня (рисунок 13).
Рисунок 13 – Геометрическая схема к определению момента Мх для расчета на устойчивость из плоскости действия момента
Расчетный момент в средней трети длины по схематизированной эпюре равен:
Тогда относительный эксцентриситет в расчете на устойчивость из плоскости действия момента определяем как:
Для 5mх 10 коэффициент c определяется по формуле:
c = c5(2 – 0.2mx) + с10(0.2mx – 1) (5.19)
где α – коэффициенты принимаемые по табл. 10 СНиП [5]:
при λyλc (57.2992) коэффициент =1.
c = 0.182·(2 – 0.2·5.13) + 0.099·(0.2·5.13 – 1) =0.180
Коэффициент φy определен для λy=35.24 и Ry=240 МПа по таблице 72 СНиП [5] равным φy =0.912.
таким образом проверка общей устойчивости верхней части колонны из плоскости действия момента выполняется.
3 Расчет нижней части колонны
Нижняя часть колонны представляет собой сквозной двухветвенный стержень с решетками расположенными в плоскостях параллельных плоскости изгиба. Расчет такого стержня заключается в проверке местной устойчивости ветвей и проверке общей устойчивости всего стержня.
Компоновка сечения нижней части колонны с условными обозначениями размеров элементов сечения приведена на рисунке 14.
Рисунок 14 – Компоновка сечения нижней части колонны
При расчете местной устойчивости ветви предполагаем что они работают подобно поясам ферменных конструкций. Каждая ветвь колонны работает на центральное сжатие продольной силой Nв которая формируется продольной силой и моментом определенными для сечений нижней части колонны как для единого стержня.
Нормальная сила действующая в подкрановой ветви определяется по следующей зависимости:
Нормальная сила действующая в шатровой ветви:
где N1 M1– расчетные усилия для подкрановой ветви;
N2 M2 – расчетные усилия для шатровой ветви;
Y1 – расстояние от центра тяжести подкрановой ветви до центра тяжести всего сечения;
Y2– расстояние от центра тяжести шатровой ветви до центра тяжести всего сечения;
h0 – расстояние между центрами тяжести ветвей
где z0 – расстояние от наружной грани шатровой ветви до ее центра тяжести.
Величину z0 предварительно зададим z0=7см. Тогда предварительное значение Y1 определим по формуле:
Для заданных геометрических значений нормальные усилия в ветвях примут следующие величины:
Задаваясь предварительным значением гибкости ветви λв определяем требуемую площадь ветви Атрв которая получается из расчета стержня на центральное сжатие:
φ – коэффициент продольного изгиба определяемый по таблице 72 [5] в зависимости от λв и Ry.
Гибкость ветвей принимаем одинаковой и равной 60 в этом случае для стали с Ry =240 МПа коэффициент φ=0805. Площадь подкрановой ветви равна:
По сортаменту двутавров с параллельными гранями полок для подкрановой ветви принимаем нормальный двутавр 70Б1.
Площадь шатровой ветви равна:
hwch=750 мм высота стенки швеллера
twch =25мм толщина стенки швеллера
tfch =18 мм толщина полки швеллера
tbch =300 мм ширина полки.
Поперечное сечение нижней части колонны приведено на рисунке 15.
Рисунок 15 – Поперечное сечение нижней части колонны
Характеристики нижней части колонны:
площадь сечения подкрановой ветви
площадь сечения шатровой ветви
расстояние от центра тяжести подкрановой ветви до центра тяжести всего сечения
где Sx1 – статический момент относительно оси x1:
центр тяжести шатровой ветви
расстояние между центрами тяжести ветвей
расстояние от центра тяжести шатровой ветви до центра тяжести всего сечения
– моменты инерции подкрановой ветви относительно собственных осей
– моменты инерции шатровой ветви относительно собственных осей
радиусы инерции подкрановой ветви
радиусы инерции шатровой ветви
расчетные длины ветвей из плоскости действия момента равны геометрической длине нижней части колонны
гибкость подкрановой ветви из плоскости действия момента
гибкость шатровой ветви из плоскости действия момента
нормальные силы в ветвях
момент инерции всего сечения относительно оси x
радиус инерции всего сечения относительно оси x
расчетная длина нижней части колонны как единого стержня в плоскости действия момента
где н=2 – коэффициент расчетной длины принятый в курсовом проекте в соответствии с таблицей 18 [5] более точное значение определяется по приложению 6 СНиП [5];
гибкость нижней части колонны как единого стержня в плоскости действия момента
Проверка устойчивости ветвей колонны из плоскости действия момента производится как для центрально сжатого элемента:
Коэффициент продольного изгиба φ вычисляем интерполяцией по таблице 72 СНиП [5].
Для подкрановой ветви φ=0836
недонапряжение в сечении подкрановой ветви:
Для шатровой ветви коэффициент продольного изгиба φ=0809
недонапряжение в сечении шатровой ветви:
Таким образом устойчивость подкрановой и шатровой ветвей обеспечена и принятые сечения являются экономичными с точки зрения использования несущей способности материала.
Проверка местной устойчивости полки швеллера шатровой ветви производится по зависимости:
таким образом местная устойчивость полки составного швеллера обеспечена.
Проверка местной устойчивости стенки швеллера шатровой ветви производится по следующей зависимости
где hef=69.1–2·1.6=65.9 см;
– определяется по таблице 27*[5] для центрального сжатия (m=0) и >08 по формуле:
таким образом местная устойчивость стенки составного швеллера обеспеченна.
Подбор расстояния между узлами решетки производится таким образом чтобы гибкость ветвей в плоскости действия момента λx1 λx2 была не меньше чем гибкости ветвей из плоскости действия момента λу1 λу2 :
где lx1 lx2 – соответственно расчетные длины подкрановой и шатровой ветвей в плоскости действия момента которые равны расстоянию между узлами решетки нижней части колонны.
принимаем расстояние между узлами решетки lx1= lx2 =250 см.
Расчет раскосов решетки производится как центрально сжатых элементов согласно следующей зависимости
где γс=075 – для сжатых элементов из одиночных уголков прикрепляемых одной полкой;
Ар– площадь сечения раскоса;
Np – усилие в раскосе решетки
где α – угол между раскосом и ветвью;
Q – максимальная величина из двух значений: Qmax и фиктивной поперечной силы Qfic которая может быть определена по приближенной зависимости:
Для определения Np принимаем Q=Qmax =349 кН. В запас прочности примем длину раскосов решетки равной расстоянию между точками их центрирования на осях ветвей. Геометрическая схема для вычисления sinα приведена на рисунке 16.
Рисунок 16 – Геометрическая схема к расчету раскоса
Определяем требуемую площадь уголка. Принимаем уголок 125х125х8 с imin=2.49 см Ap=19.69 см2. Гибкость равна
коэффициент продольного изгиба φ=0706.
Следовательно для подобранного сечения раскоса выполняется условие устойчивости.
Проверка устойчивости нижней части колонны как единого стержня в плоскости действия момента (относительно оси x) производится как для внецентренно сжатого элемента по формуле:
где φе в– коэффициент который определяется по таблице 75 СНиП [5] в зависимости от условной приведенной гибкости и относительного эксцентриситета m вычисляемого по формуле:
где Mви Nв– расчетные усилия в ветвях;
α – расстояние от главной оси сечения перпендикулярной плоскости изгиба до оси наиболее сжатой ветви но не менее расстояния до оси стенки ветви.
Приведенная гибкость нижней части колонны определяется по таблице 7 [5] как для сквозного двухветвенного стержня с решетками:
Для комбинации РСУ подкрановой ветви:
Где коэффициент φе = 0642
Для комбинации РСУ шатровой ветви
коэффициент φе = 0621
Таким образом устойчивость нижней части колонны как единого стержня в плоскости действия момента выполняется.
ПРОЕКТИРОВАНИЕ СТРОПИЛЬНОЙ ФЕРМЫ
Ферма разделяется на две отправочные марки. РСУ для стержней фермы получаем по результатам статического расчета поперечной рамы. Схемы к расчету фермы приведены на рисунке 17.
Рисунок 17 – Схемы к расчету фермы: а) нумерация элементов в ПК «Лира 9.6»; б) длины стержней в мм (число над стержнем) и расчетная сила N в кН (число под стержнем)
Сечения стержней фермы должны удовлетворять следующим проверкам:
первое предельное состояние:
по прочности (для растянутых стержней)
по устойчивости (для сжатых стержней)
второе предельное состояние по гибкости
В качестве материала из которого изготовлена ферма принята сталь С245.
Подбор сечений стержней осуществляется исходя из обеспечения условий прочности и устойчивости:
для растянутых стержней
для сжатых стержней
Коэффициент φ при вычислении сжатых элементов задаем приблизительно 08. Затем по требуемой площади по сортаменту задаем равнополочные уголки.
Радиус инерции сечения относительно оси y определяем по формуле:
где tф – толщина узловой фасонки определяемая по максимальному усилию в раскосе см;
Ауг – площадь одного уголка см2;
z0 – расстояние от центра тяжести уголка до его наружной грани см.
Затем по таблице 11[5] определяются расчетные длины стержней фермы lx (в плоскости фермы) и ly (из плоскости фермы) вычисляются гибкости λx и λу:
Предельная гибкость определяется по табл. 19*и 20* [5] и равна для всех растянутых стержней 400 для сжатых поясов и опорного раскоса:
для остальных сжатых стержней:
После того как все необходимые характеристики стержня определены необходимо произвести проверку его прочности или по устойчивости. Допустимым недонапряжением считается 14%. Результаты расчета одной отправочной марки приведены в таблице 3.
По результатам подбора сечений проводим унификацию элементов и назначаем места стыков поясов. Схема унификации стержней приведена на рисунке 18.
Рисунок 18 – Схема унификации сечений стержней фермы
Таблица 3 – Расчёт сечений стержней фермы
Размеры узловых фасонок назначаются из расчета угловых сварных швов.
Усилия между сварными швами по обушку и перу уголка распределяются неравномерно. Для сечения из парных равнополочных уголков усилия на обушке Nоб и пере Nп вычисляются по формулам:
Заводские сварные швы выполняем полуавтоматической сваркой в среде углекислого газа. Марка сварочной проволоки и ее свойства принимаются по таблицам 55* и 56 [5]. Ферму выполняем из стали С245 поэтому принята проволока Св–08А с расчетным сопротивлением угловых швов срезу по металлу шва Rwf=180 МПа. Расчетное сопротивление углового шва срезу по металлу границы сплавления:
где Run – нормативное сопротивление стали по временному сопротивлению принято по элементам решетки с наибольшей толщиной полок.
Проводим проверку правильности выбора сварочной проволоки по условию приведенному в пункте 11.2* [5]:
таким образом выбор сварочной проволоки осуществлен верно.
Для расчета длины сварных швов предварительно определим расчетное сечение по которому будет происходить разрушение сварного шва для этого вычисляем произведения и а затем сравним их (γwf=γwz=1).
таким образом расчетным является сечение по металлу шва.
Длины сварных швов определяем следующим образом:
Расчет сварных швов для элементов решетки приведен в таблице 4.
Таблица 4 – Расчет сварных швов для элементов решетки
РАСЧЕТ И КОНСТРУИРОВАНИЕ БАЗЫ КОЛОННЫ
Принимаем базу раздельного типа с фрезерованными торцами ветвей колонны.
Расчетные комбинации усилий в нижнем сечении колонны (сечение 4-4) по таблице 2 для расчета база шатровой ветви:
Усилия в шатровой ветви колонны:
В качестве базы шатровой ветви принимаем бетонный фундамент класса В15 с расчетным сопротивлением Rb = 085 кНсм2.
Определим размеры опорной плиты в плане. Зададимся коэффициентом φb =12 вычислим требуемую площадь опорной плиты по формуле:
где N – расчетное усилие в колонне на уровне базы;
- расчетное сопротивление бетона смятию;
- коэффициент зависит от отношения площадей фундамента и плиты.
По конструктивным соображениям свес плиты с2 должен быть не менее 70мм. (Конструкция базы колонны показана на рисунке 19). Тогда ширина плиты
В = b + 2×с = 691 + 2×70 =831 мм
принимаем В = 840 мм.
принимаем L = 560 мм.
Принимаем плиту с размерами в плане 840 x 560мм. Размеры верхнего обреза фундамента устанавливаем на 20 см больше размеров опорной плиты.
Проверим справедливость назначенного значения φb = 12 при определении расчетного сопротивления бетона фундамента. Значение φb определим по формуле:
Следовательно перерасчет плиты не требуется.
Напряжения под плитой:
Из условия симметричного расположения траверс относительно центра тяжести ветви расстояния между траверсами в свету равно (по рисунку 19):
При толщине траверсы 12 мм:
Рисунок 19 – Конструкция базы колонны
Определяем изгибающие моменты на отдельных участках плиты:
Участок 1 (консольный свес с = с1 = 8.5 см)
Принимаем сталь С245.
Требуемая толщина плиты:
Участок 2 (плита опертая по трем сторонам с = с2 = 7.45 см).
Отношение ширины к длине участка:
Следовательно будем рассматриваем этот участок как консольный.
Участок 3. На участке 3 плита работает по схеме «пластинка опертая на 4 канта». Соотношение сторон
Следовательно плиту можно рассматривать как однопролетную балочную свободно лежащую на 2-х опорах.
Изгибающий момент вычисляется по формуле:
при соотношении ba>2 α=0125.
Участок 4. На участке 4 плита работает по схеме «пластинка опертая на 4 канта». Соотношение сторон
Изгибающий момент вычисляется по формуле 7.6
при соотношении ba > 2 α = 0125.
Максимальная толщина пластины 3.54 cм (для четвёртого участка). Принимаем толщину пластины с припусками 2 мм на фрезеровку tпл = 38 мм.
Расчетные комбинации усилий в нижнем сечении колонны (сечение 4-4) по таблице 2 для расчета база подкрановой ветви:
Усилия в подкрановой ветви колонны:
В качестве базы подкрановой ветви принимаем бетонный фундамент класса В15 с расчетным сопротивлением Rb = 085 кНсм2.
Определим размеры опорной плиты в плане. Зададимся коэффициентом φb =12 вычислим требуемую площадь опорной плиты по формуле (7. 2):
Ширина плиты В = 840 мм.
так как ширина двутавра b = 26 см конструктивно принимаем длину плиты L = 300 мм.
Принимаем плиту с размерами в плане 300 x 840 мм. Размеры верхнего обреза фундамента устанавливаем на 20 см больше размеров опорной плиты.
следовательно требуется перерасчет плиты.
Сварка полуавтоматическая в среде углекислого газа проволокой Св-08Г2С d=14 2мм.
Принимаем катет углового шва вдоль кромок kf = 10 мм. Rwf = 215 кНсм2 Rwz= 1665 кНсм2; bf = 09; bz = 105. Сталь С245 Rу = 24 кНсм2.
Расчет выполняем по границе сплавления так как:
bf×Rwfγwf =09×215×1=1935 кНсм2> bz×Rwzγwz =105×1665×1 = 1748 кНсм2.
В запас прочности все усилие в ветви передаем на траверсы через четыре угловых шва. Длина одного шва определяется по формуле:
Необходимая высота траверсы при четырех сварных швах составляет:
Принимаем высоту траверсы htr = 680 см.
Проверяем траверсу на изгиб и срез. Нагрузка на 1 см длины одного листа траверсы вычисляется по формуле:
qtr = 05×1005×84 = 4221 кНсм.
Изгибающий момент в месте приварки траверсы к ветви колонны
Момент сопротивления листа траверсы
Выполним проверку прочности траверсы по нормальным напряжениям:
Условие выполняется.
Выполним проверку прочности траверсы по касательным напряжениям:
Проверка выполняется.
Требуемый катет швов крепления траверсы к плите:
Конструктивно принимаем катет швов крепления к опорной плите траверс kf=24 мм.
Расчет анкерных болтов крепления шатровой ветви
Усилие в анкерных болтах:
Принимаем по таблице 62* [5] из конструктивных соображений два анкерных болта диаметром d=20мм из стали 09Г2С.
Для подкрановой ветви принимаем те же болты.
РАСЧЕТ И КОНСТРУИРОВАНИЕ УЗЛА СОПРЯЖЕНИЯ ВЕРХНЕЙ И НИЖНЕЙ ЧАСТЕЙ КОЛОННЫ
Расчет примыкания верхней части колонны к нижней.
Расчетные комбинации усилий в сечении над уступом загружений 1 и 2:
)М = 1416 кН×м; N = -1805 кН.
)М = 1290 кН×м; N = -1813 кН
Соединение верхней части колонны с нижней осуществляется стыковыми швами по всему периметру сечения верхней части колонны. Расчетное сопротивление сварного стыкового шва на растяжение при ручной дуговой сварке Rwy определяется как:
Rwy=085×24 =204кНсм2.
Геометрические характеристики сварного стыкового шва равны геометрическим характеристикам сечения надкрановой части колонны
Wх.ш = Wх = 13979.63см3.
Выполним проверку прочности сварного стыкового шва:
Первая комбинация М и N
наружная полка (момент разгружает полку)
внутренняя полка (момент догружает полку)
Вторая комбинация М и N
Расчет и конструирование подкрановой траверсы. Для передачи усилий от верхней части колонны к нижней и опирания подкрановых балок принимаем одноступенчатую траверсу. Для получения достаточной жесткости назначаем высоту траверсы hтр = 08×hн = 08×150 = 120 см.
В качестве расчетной схемы траверсы принимаем однопролетную балку опертую на ветви подкрановой части колонны. Для упрощения расчета и несколько в запас прочности считаем что усилия от верхней части колонны передаются на траверсу только через полки.
Нагрузка от давления подкрановых балок на колонну Dmax =2358 кН передается на траверсу через распределительную плиту толщину которой принимаем 25 мм (поверхность плиты выполняют остроганной торец подкрановой ветви фрезеруют).
Материал траверсы сталь С245 (Ry = 240 МПа; Rр= 360 МПа).
Толщину стенки траверсы определим из условия прочности на смятие:
lef – толщина сжимаемой поверхности мм вычисляемая по формуле:
где bop – ширина опорного ребра подкрановой балки bop=45см для подкрановой балки Б12Н-6 ;
tпл – толщина опорного листа подкрановой ступени.
Учитывая возможный перекос опорного ребра балки принимаем tтр = 15 см.
Принимаем для стенки траверсы лист - 1200 х 15. Размеры горизонтальных листов принимаем конструктивно:
нижнего листа – расстояние в свету между полками ветвей колонны
bн.л = 691 - 2×16 = 659 мм tн f = 12 мм;
верхних листов - конструктивно 2 - 180 х 16. Для удобства наложения монтажных швов верхние пояса смещаем вниз на 150 мм от верхнего обреза (рисунок 20).
В стенке подкрановой балки делаем прорезь в которую заводим стенку траверсы. Для расчета шва крепления траверсы к подкрановой ветви принимаем комбинацию усилий в сечении 2-2 (по таблице 2) дающую наибольшую опорную реакцию. Таким образом приведенное усилие в полках при М =1416кН×м; N = -1805кН определяется формуле:
Максимальный изгибающий момент в траверсе
Mmax = P·(hвhн)·(hн – hв) = 2318.5·(115)·(15 – 1) =772.8 кН·м.
Поперечная сила на опоре подкрановой ветви
Q = P·(hвhн) =2318.5·(115) = 1545.7 кН.
Геометрические характеристики сечения траверсы (рисунок 20):
Положение центра тяжести траверсы
yв = hтр –yн = 120 – 60 =60 см.
Момент инерции сечения траверсы относительно оси х-х
Минимальный момент сопротивления сечения
Wmin = Ix yв = 58672460 = 9779 см3.
Проверяем прочность траверсы
кНсм2 Ryγc = 24 кНсм2
Максимальная поперечная сила в траверсе с учетом усилия от кранов
Qmax = Qв + k×Dmax×y = 1545.7 + 12×2358×1 = 4375.3 кН.
Коэффициент k = 12 учитывает неравномерную передачу усилия Dmax а коэффициент y = 1 учитывает 1-е основное сочетание нагрузок.
Для крепления вертикального ребра траверсы к стенке траверсы (ш 2) и для крепления траверсы к подкрановой ветви (ш 3) применяем полуавтоматическую сварку проволокой марки Св-08Г2С d=14 2мм.; bf = 09; bz = 105.
Для крепления вертикальных ребер назначаем катеты шва kf = 7 мм; Rwf=215МПа; Rwz = 045×Run = 045×360 =166.5МПа.
Расчет выполняем по металлу шва так как:
bf×Rwf×gwf×gc = 09×215×1×1= 193.5МПаbz×Rwz×gwz×gc = 105×166.5×1×1 =174.8МПа.
Для крепления траверсы принимаем kf =8мм
РАСЧЕТ И КОНСТРУИРОВАНИЕ ОПОРНОГО УЗЛА ФЕРМЫ
На основе рассчитанных длин швов (расчет фермы) намечаем расчетный контур опорной фасонки. Конструктивно длина швов получается больше расчетной. Требуемая ширина фасонки из условия смятия с учетом увеличения реакции на 20% из-за неточной пригонки торца ребра к опорному листу (принимаем толщину фланца равной 20мм):
Конструктивно принимаем ширину фланца равной 240мм. Сварные швы прикрепляющие фланец к фасонке рассчитываем на увеличенную в 12 раза реакцию. Толщина сварного шва:
Согласно требованиям к минимальной толщине шва при толщине фланца 24мм принимаем толщину шва 17мм.
Напряжение смятия в торце фланца:
Расчет прикрепления фланца (t=14мм) к фасонке (t=20мм) при kf=17мм (расчет ведем по прочности металла шва). Требуемая длина шва:
Фактическая длина шва равна высоте и много больше требуемой длины.
Проверка фасонки на срез.
Требуемая площадь среза:
Требуемая высота фасонки:
Фактическая высота фасонки много больше.
Под действием опорного давления FR швы срезаются вдоль шва и в них возникают напряжения:
Усилие H приводит к срезу шва в направлении перпендикулярном оси шва:
Под действием момента шов также работает на срез перпендикулярно оси шва:
Проверка прочности шва:
Расчет опорного столика: ширину столика принимаем 240мм толщину 25мм. Длину столика определяем по расчетной длине шва. Если kf=17мм то:
Расчет болтов. Определяем число болтов для крепления фланца к колонне при d=24мм и симметричном их расположении:
Принимаем шесть болтов d=24мм
БИБЛИОГРАФИЧЕСКИЙ СПИСОК
)Металлические конструкции. – В 3 т. Т. 2. Конструкции зданий: Учебное пособие для строит. вузов Под ред. В.В. Горева. – М.: Высшая школа 1999. – 528 с.
)СНиП 23-01-99. Строительная климатология. – М.: Госстрой России 2000. – 57 с.
)Нилов А.А. Пермяков В.А. Прицнер А.Я. Стальные конструкции производственных зданий. Справочник. – Киев: Будiвельник1986.
)СНиП 2.01.07-85*. Нагрузки и воздействия. – М.: Госстройиздат 2003. – 42 с.
)СНиП II-23-81*. Стальные конструкции. – M.: Госстрой СССР 1990. – 95 с.
)Металлические конструкции. – В 3 т. Т. 2. Стальные конструкции зданий и сооружений. (Справочник проектировщика) Под общ. ред. В.В. Кузнецова (ЦНИИпроектстальконструкция им. Н.П. Мельникова) – М.: изд-во АСВ 1998. – 512 с.

МК КП1.docx

КОМПОНОВКА ПОПЕРЕЧНОЙ РАМЫ4
СОЗДАНИЕ РАСЧЕТНОЙ СХЕМЫ ПОПЕРЕЧНОЙ РАМЫ6
1. Определение геометрических параметров расчетной схемы6
2 Определение нагрузок7
2.1 Постоянная нагрузка7
2.2 Снеговая нагрузка9
2.3 Крановые нагрузки11
2.4 Ветровые нагрузки14
ОПРЕДЕЛЕНИЕ ПРЕДВАРИТЕЛЬНЫХ РАЗМЕРОВ СЕЧЕНИЙ ЭЛЕМЕНТОВ РАСЧЁТНОЙ СХЕМЫ16
1 Выбор расчетных сочетаний усилий18
2 Расчёт верхней части колонны20
3 Расчет нижней части колонны26
ПРОЕКТИРОВАНИЕ СТРОПИЛЬНОЙ ФЕРМЫ34
РАСЧЕТ И КОНСТРУИРОВАНИЕ БАЗЫ КОЛОННЫ39
РАСЧЕТ И КОНСТРУИРОВАНИЕ УЗЛА СОПРЯЖЕНИЯ ВЕРХНЕЙ И НИЖНЕЙ ЧАСТЕЙ КОЛОННЫ45
РАСЧЕТ И КОНСТРУИРОВАНИЕ ОПОРНОГО УЗЛА ФЕРМЫ48
БИБЛИОГРАФИЧЕСКИЙ СПИСОК50
Место строительства Махачкала
Длина цеха Lsh м 168
Кран Qcr=100 т Lcr=34 м
Отметка г.п.р. м 158
Характеристика общих объемно-планировочных и конструктивных решений
Здание является однопролетным одноэтажным производственным зданием оборудованным двумя мостовыми кранами равной грузоподъемности тяжелого режима работы (7К). Каркас здания – стальной. Колонны – ступенчато-переменного сечения. Сечение верхней части колонны – составной симметричный двутавр. Нижняя часть сквозного сечения состоящая из двух ветвей: наружная (шатровая) ветвь из составного швеллера внутренняя (подкрановая) ветвь из прокатного двутавра с параллельными гранями полок; решетка двухплоскостная из уголков. Стропильная ферма – из парных уголков с параллельными поясами решетка треугольная со стойками.
Здание отапливаемое. Кровля теплая по несущим конструкциям металлическая. Состав кровли: пароизоляция из одного слоя рубероида утеплитель из минераловатных плит цементная стяжка толщиной 20мм гидроизоляционный ковер из 3 слоев рубероида защитный слой из битумной мастики с втопленным гравием толщиной 10 мм. Стеновое ограждение – панели керамзитобетонные шириной 5980мм.
КОМПОНОВКА ПОПЕРЕЧНОЙ РАМЫ
Выполняем компоновку поперечной рамы и определяем ее геометрические размеры. Размеры по вертикали привязываем к отметке уровня пола принимая ее нулевой. Размеры по горизонтали привязываем к продольным осям здания.
Определяем геометрические размеры мостового крана подкрановой балки подкранового рельса.
Для мостового крана грузоподъемностью Qcr=100 т пролетом Lcr=34 м [1] :
высота крана Hcr=4000 мм;
расстояние от оси подкрановой балки до наиболее выступающей точки крана B1=400 мм;
тип подкранового рельса КР120
По сортаменту крановых рельсов (ГОСТ 4121-76*) высота подкранового рельса КР120 hrs=170 мм.
Температура воздуха наиболее холодных суток обеспеченностью 098 для города Махачкала составляет T98= – 21°С [2]. При шаге колонн l=12 м принимается марка подкрановой балки Б12Н-6 [3] у которой общая высота составляет
hg=1590+60=1650 мм.
Опорная база колонны заглублена на hз=800 мм. Величина привязки продольной разбивочной оси к наружной грани колонны равна a=500 мм. Предельный прогиб фермы fu=36000300=120 мм [4]; высота стропильной фермы Hф=3150 мм; высота фонаря Hфон=3000 мм.
Высота сечения верхней (надкрановой) части колонны hв=1000 мм размер принимаем с учетом организации прохода в стенке колонны; высота сечения нижней (подкрановой) части колонны hн=1500мм. Размер верхней части колонны Нв=9190 мм размер нижней части колонны Нн=14780 мм полезная высота здания Н0=20020 мм.
Далее проверяем соответствие принятого размера верхней части колонны габаритным размерам мостового крана: расстояние от внутренней нрани верхней части колонны до наиболее выступающей части крана равно 500 мм что больше наименьшего требуемого размера В1+75 мм=400+75=475 мм. Следовательно размер hв назначен верно.
Проверим соответствие полученного размера Н0 требованиям унификации.
Н0=20020 мм не кратно 600 мм поэтому увеличиваем размер верхней части колонны. В результате получаем Н0=20400 мм. Окончательный вариант компоновки поперечной рамы представлен на рисунке 1.
Рисунок 1– Компоновка поперечной рамы
СОЗДАНИЕ РАСЧЕТНОЙ СХЕМЫ ПОПЕРЕЧНОЙ РАМЫ
1. Определение геометрических параметров расчетной схемы
Статический расчет поперечной рамы производится методом конечных элементов в программном комплексе «Лира». Схема создается при втором признаке схемы из конечных элементов (КЭ) типа 10. Светоаэрационный фонарь в расчетную схему не включается.
Переход от конструктивной схемы к расчетной начинается с замены реальных стержней поперечной рамы КЭ которые проводятся через центры тяжести реальных стержней.
Определение координат узлов для КЭ ферм выполняется в предположении что расстояние между центрами тяжести поясов равно 305 м длина панели по нижнему поясу равна 6 м длина панели по верхнему поясу равна 3 м. Моделирование примыкания фермы сбоку к колонне и уступов ступенчатых колонн осуществляется условными стержнями с абсолютно жесткими вставками. Контур расчетной схемы нанесенный красным цветом поверх конструктивной схемы поперечной рамы приведен на рисунке 2. Расчётная схема поперечной рамы представлена на рисунке 3.
Рисунок 2 – Расчетная и конструктивная схемы поперечной рамы
Рисунок 3 – Расчётная схема поперечной рамы
При работе в ПК «Лира» густота разбиения колонн на КЭ может быть увеличена исходя из удобства приложения нагрузок.
2 Определение нагрузок
2.1 Постоянная нагрузка
Постоянная нагрузка на поперечную раму формируется из собственного веса конструкций нагрузки от кровли нагрузки от стенового ограждения.
Сбор нагрузок действующих на покрытие от кровли и конструкций покрытия (кроме собственного веса фермы) сведён в таблицу 1. Величины нагрузок приняты по приложению 4 [1].
Таблица 1 – Постоянная нагрузка на покрытие
Нормативная нагрузка
Жб панель из тяжелого бетона марки ПГ-АIVв (11960х2980х455)
Пароизоляция из одного слоя рубероида
Утеплитель из минераловатных плит
Цементная стяжка толщиной 20мм
Гидроизоляционный ковер из 3 слоев рубероида
Защитный слой из битумной мастики с втопленным гравием толщиной 10 мм
Нагрузка от веса кровли и конструкций покрытия передается в узлах ферм в виде сосредоточенных сил. Сосредоточенная нагрузка в i-ом узле фермы Fпостi равна:
где Dузi – грузовое расстояние i-го узла фермы.
q·l – равномерно распределенная нагрузка по длине фермы.
Нагрузку от стенового ограждения qст определяем без учета остекления только от керамзитобетонных панелей: qст =385 кН. На расчетной схеме задаем эту нагрузку в виде сосредоточенных нагрузок приложенных к верхним узлам нижней и верхней частей колонны.
где Fвс – сосредоточенная нагрузка от веса стенового ограждения расположенного в пределах верхней части колонны;
Fнс – сосредоточенная нагрузка от веса стенового ограждения расположенного в пределах нижней части колонны;
lфах – шаг фахверковых стоек.
где Mвс Mнс – изгибающие моменты вызванные приложением нагрузок Fвс Fнс с эксцентриситетами eвс eнс относительно центров тяжести верхней и нижней частей колонны соответственно.
Рисунок 4 – Схема загружения поперечной рамы постоянной нагрузкой
2.2 Снеговая нагрузка
Снеговую нагрузку определяем для двух вариантов распределения снега по профилю покрытия.
Узловые нагрузки вычисляем:
где sg – расчетное значение веса снегового покрова земли. определяемое по табл. 4* СНиП [4];;
i – коэффициент перехода от веса снегового покрова земли к снеговой нагрузке на покрытие. определяемое по табл. 3* СНиП [4].
Для города Махачкала находящемся в II снеговом районе sg = 1.2 кПа.
Для зданий с продольными фонарями закрытыми сверху для зоны С значения коэффициентов 1 и 2 будут равны:
Схемы загружения стропильной фермы двумя вариантами снеговой нагрузки показаны на рисунках 5 и 6.
Рисунок 5 – Схема загружения поперечной рамы первым вариантом снеговой нагрузки
Рисунок 6 – Схема загружения поперечной рамы вторым вариантом снеговой нагрузки
2.3 Крановые нагрузки
Крановая нагрузка передается на уступы колонн в виде сосредоточенных вертикальных сил Dmax и Dmin моментов Мmax и Мmin горизонтальной силы Тmax которые определяются при расчетном положении двух сближенных кранов. Линии влияния для крана приведены на рисунке 7.
Рисунок 7 – Линия влияния крановых нагрузок
Для восьмиколесных кранов Fkmax вычисляем как среднее между силами F1 и F2:
где F1 F2 – нагрузки.
Минимальная вертикальная нагрузка на колесе:
где mк – масса крана с тележкой;
n0 – количество колес крана с одной стороны.
Горизонтальная нагрузка:
где =005 – для кранов с гибким подвесом груза;
mТ – масса крановой тележки.
Нагрузки передаваемые на колонны поперечной рамы:
где – коэффициент сочетания крановых нагрузок;
y n – количество колес кранов попадающих на подкрановые балки опирающиеся на колонну поперечной рамы;
eк – эксцентриситет передачи нагрузок Dmax Dmin равный расстоянию от оси подкрановой ветви до центра тяжести нижней части колонны.
Вертикальные сосредоточенные силы на уступы колонн Dmax и Dmin будут равны:
Моменты Мmax и Мmin на уступах колонн:
Горизонтальная нагрузка на верхнюю часть колонны по формуле (3.14):
Схемы приложения крановых нагрузок приведены на рисунках 8 и 9.
Рисунок 8 – Схема загружения поперечной рамы вертикальной крановой нагрузкой
Рисунок 9 – Схема загружения поперечной рамы горизонтальной крановой нагрузкой
2.4 Ветровые нагрузки
Ветровая нагрузка воздействует на поперечную раму с переменной по высоте интенсивностью для её вычисления используем формулу:
где w0 – нормативное значение ветрового давления по таблице 5 СНиП [4].
Город Махачкала относится к V ветровому району следовательно w0=060 кПа;
kz – коэффициент учитывающий изменение ветрового давления по высоте z определяется по таблице 6 [4].
с – аэродинамический коэффициент определяемый по приложению 4.4 [4] интерполяцией в зависимости от геометрических размеров здания:
С наветренной стороны:
Нагрузка на фонарь заменена сосредоточенной силой.
С подветренной стороны:
Схема загружения поперечной рамы ветровой нагрузкой представлена на рисунке 10.
Рисунок 10 – Схема загружения поперечной рамы ветровой нагрузкой
ОПРЕДЕЛЕНИЕ ПРЕДВАРИТЕЛЬНЫХ РАЗМЕРОВ СЕЧЕНИЙ ЭЛЕМЕНТОВ РАСЧЁТНОЙ СХЕМЫ
Площадь поясов стропильной фермы определяем по формуле:
где Mmaxф– максимальный изгибающий момент в середине пролета ригеля как в простой балке от расчетной нагрузки включающей снеговую и постоянную нагрузку на кровлю определяемый по формуле:
hoф=305 м – расстояние между центрами тяжести поясов фермы;
Ryф – расчетное сопротивление стали стержней фермы по пределу текучести;
kф– коэффициент учитывающий уклон верхнего пояса i и деформативность решетки фермы при i=0 kф =09.
Требуемая площадь одного уголка:
Для верхнего пояса принимается сечение 2 250х250х18; для нижнего пояса – 2 200х200х20. Для раскосов принято сечение 2 180х180х12; для стоек – 2100х100х8.
Момент инерции нижней (подкрановой) части колонны определяем по формуле:
Ryk– расчетное сопротивление по пределу текучести стали колонны;
kн – коэффициент принимаемый при шаге колонн 12м kн=38.
Площадь сечения нижней части колонны определяем по формуле:
Заменим сквозное сечение из составного швеллера и двутавра сечением из двух прокатных двутавров. В этом случае площадь одного двутавра равна:
Принимаем для нижней части колонны сквозное сечение из двух двутавров 40Ш2 (ГОСТ 26020-83).
Момент инерции верхней части колонны определяем по формуле:
где kв– коэффициент принимаемый при жестком сопряжении ригеля с колонной равным 15.
Заменим составной двутавр прокатным с параллельными гранями полок. Для верхней части колонны принимаем двутавр 100Ш1 (ГОСТ 26020-83).
1 Выбор расчетных сочетаний усилий
По результатам статического расчета поперечной рамы построим эпюры изгибающего момента для левой колонны.
Рисунок 11 – Эпюры изгибающего момента M для левой колонны: а) постоянное б) снег 1 в) снег 2 г) кран Dmax слева д) кран Dmax справа е) тормоз справа ж) тормоз слева з) ветер слева и) ветер справа к) расположение сечений.
Определение расчетные сочетания усилий (РСУ) для левой колонны приведено в таблице 2.
Таблица 2 – Расчётные сочетания усилий для левой колонны
Усилия M и N от постоянной нагрузки подсчитаны с коэфициентом 0.9
Для расчета верхней части колонны выбираем следующее РСУ: M=3198кН·м N =-1793 кН. При расчёте нижней части колонны выбираем две комбинации РСУ: догружающую шатровую ветвь и догружающую подкрановую ветвь. Тогда положительный изгибающий момент догружает подкрановую ветвь а отрицательный – шатровую.
Для подкрановой ветви примем: M1 = 1936 кН·м N1 = -4317 кН а для шатровой ветви M2 = -3076 кН·м N2 = -4365 кН.
2 Расчёт верхней части колонны
Верхняя часть колонны представляет собой составное симметричное двутавровое сечение. Требуемую площадь поперечного сечения определяем по формуле:
Верхняя часть колонны выполнена из стали С245 с максимальной толщиной элементов в сечении менее 20 мм поэтому Ry=24 кНсм2.
высота стенки hw=950 мм
толщина стенки tw=18 мм
ширина полки bf=600 мм
толщина полки tf=25 мм.
Рисунок 12 – Поперечное сечение верхней части колонны
Характеристики верхней части колонны:
– момент инерции относительно оси х-х
– момент инерции относительно оси y-y
– момент сопротивления наиболее сжатого волокна (крайней точки полки)
– геометрическая длина верхней части колонны принимается как расстояние между уступом колонны и центром тяжести нижнего пояса стропильной фермы lв=6.52 м
– расчетная длина верхней части колонны в плоскости действия момента
где в=3 – коэффициент расчетной длины принятый в соответствии с таблицей 18 [5]
– расчетная длина верхней части колонны из плоскости действия момента равна наибольшему расстоянию между точками закрепляющими верхнюю часть колонны от смещения вдоль здания это расстояние от точки крепления тормозного настила подкрановой конструкции до центра тяжести нижнего пояса фермы
– гибкости верхней части колонны
– приведенная гибкость верхней части колонны в плоскости действия момента Так как x > y то проверяем устойчивость стержня колонны по подобранному сечению относительно оси x – x.
– относительный эксцентриситет
Проверка местной устойчивости полки осуществляется по условию:
где bef– расчетная ширина свеса полки равная расстоянию от грани стенки до края поясного листа;
[bef tf] – наибольшее отношение вычисляемое по формуле 5.7
Расчетная ширина свеса полки:
таким образом проверка местной устойчивости полки выполняется.
Проверка местной устойчивости стенки осуществляется по условию
где hef = hw =95 см — расчетная высота стенки;
– предельная гибкость стенки определяемая по формуле из таблицы 27* СНиП II-23-81* «Стальные конструкции» [5]
– условная гибкость элемента принимаемая в расчете на устойчивость в плоскости действия момента.
таким образом проверка местной устойчивости стенки не выполняется. Чтобы не увеличивать толщину стенки допускается исключить из работы ее среднюю неустойчивую часть высотой hred в соответствии с пунктом 7.20* СНиП [5].
Исключаемая часть стенки определяется по формуле 5.10.
где – условная гибкость стенки равная:
k – коэффициент принимаемый для двутаврового сечения равным
Уменьшенное значение площади поперечного сечения которое будет приниматься в расчетах на общую устойчивость равно:
Проверяем необходимость укрепления стенки колонны поперечными ребрами жесткости. Ребра следует устанавливать если выполняется следующее условие:
следовательно проверка местной устойчивости стенки выполняется.
Проверка общей устойчивости верхней части колонны в плоскости действия момента производится по зависимости:
где A – площадь поперечного сечения (в случае если местная устойчивость стенки не обеспечена то A=Ared);
φe – коэффициент определяемый по табл. 74 СНиП II-23-81* [5] в зависимости от приведенного относительного эксцентриситета mef:
– коэффициент влияния формы сечения определяемый по таблице 73 СНиП [5].
Для определения необходимо найти отношение площади полки к площади стенки:
Относительный эксцентриситет m=6.00 и лежит в пределах 5
Приведенная гибкость верхней части колонны =1.733 лежит в пределах 05 следовательно для типа сечения 5 и для отношения 0.5Af Aw1 коэффициент влияния равен 1.25 по таблице 73 [5] как при Af Aw =0.5:
Для mef =7.5 и =1.733 интерполяцией вычисляем коэффициент φe =01674.
таким образом для сечения верхней части колонны выполняется проверка по общей устойчивости в плоскости действия момента.
Недонапряжение в сечении:
Следовательно принятое сечение является экономичным с точки зрения использования несущей способности материала.
Проверка общей устойчивости верхней части колонны из плоскости действия момента производим в зависимости:
где φy – коэффициент вычисляемый согласно требованиям пункта 5.3 СНиП [5];
c – коэффициент вычисляемый согласно требованиям пункта 5.31 СНиП [5] в зависимости от относительного эксцентриситета mх.
При определении mх за расчетный момент Mx принимаем максимальный момент в пределах средней трети длины стержня (рисунок 13).
Рисунок 13 – Геометрическая схема к определению момента Мх для расчета на устойчивость из плоскости действия момента
Расчетный момент в средней трети длины по схематизированной эпюре равен:
Тогда относительный эксцентриситет в расчете на устойчивость из плоскости действия момента определяем как:
Для 5mх 10 коэффициент c определяется по формуле:
c = c5(2 – 0.2mx) + с10(0.2mx – 1) (5.19)
где α – коэффициенты принимаемые по табл. 10 СНиП [5]:
при λyλc (57.2992) коэффициент =1.
c = 0.182·(2 – 0.2·5.13) + 0.099·(0.2·5.13 – 1) =0.180
Коэффициент φy определен для λy=35.24 и Ry=240 МПа по таблице 72 СНиП [5] равным φy =0.912.
таким образом проверка общей устойчивости верхней части колонны из плоскости действия момента выполняется.
3 Расчет нижней части колонны
Нижняя часть колонны представляет собой сквозной двухветвенный стержень с решетками расположенными в плоскостях параллельных плоскости изгиба. Расчет такого стержня заключается в проверке местной устойчивости ветвей и проверке общей устойчивости всего стержня.
Компоновка сечения нижней части колонны с условными обозначениями размеров элементов сечения приведена на рисунке 14.
Рисунок 14 – Компоновка сечения нижней части колонны
При расчете местной устойчивости ветви предполагаем что они работают подобно поясам ферменных конструкций. Каждая ветвь колонны работает на центральное сжатие продольной силой Nв которая формируется продольной силой и моментом определенными для сечений нижней части колонны как для единого стержня.
Нормальная сила действующая в подкрановой ветви определяется по следующей зависимости:
Нормальная сила действующая в шатровой ветви:
где N1 M1– расчетные усилия для подкрановой ветви;
N2 M2 – расчетные усилия для шатровой ветви;
Y1 – расстояние от центра тяжести подкрановой ветви до центра тяжести всего сечения;
Y2– расстояние от центра тяжести шатровой ветви до центра тяжести всего сечения;
h0 – расстояние между центрами тяжести ветвей
где z0 – расстояние от наружной грани шатровой ветви до ее центра тяжести.
Величину z0 предварительно зададим z0=7см. Тогда предварительное значение Y1 определим по формуле:
Для заданных геометрических значений нормальные усилия в ветвях примут следующие величины:
Задаваясь предварительным значением гибкости ветви λв определяем требуемую площадь ветви Атрв которая получается из расчета стержня на центральное сжатие:
φ – коэффициент продольного изгиба определяемый по таблице 72 [5] в зависимости от λв и Ry.
Гибкость ветвей принимаем одинаковой и равной 60 в этом случае для стали с Ry =240 МПа коэффициент φ=0805. Площадь подкрановой ветви равна:
По сортаменту двутавров с параллельными гранями полок для подкрановой ветви принимаем нормальный двутавр 70Б1.
Площадь шатровой ветви равна:
hwch=750 мм высота стенки швеллера
twch =25мм толщина стенки швеллера
tfch =18 мм толщина полки швеллера
tbch =300 мм ширина полки.
Поперечное сечение нижней части колонны приведено на рисунке 15.
Рисунок 15 – Поперечное сечение нижней части колонны
Характеристики нижней части колонны:
площадь сечения подкрановой ветви
площадь сечения шатровой ветви
расстояние от центра тяжести подкрановой ветви до центра тяжести всего сечения
где Sx1 – статический момент относительно оси x1:
центр тяжести шатровой ветви
расстояние между центрами тяжести ветвей
расстояние от центра тяжести шатровой ветви до центра тяжести всего сечения
– моменты инерции подкрановой ветви относительно собственных осей
– моменты инерции шатровой ветви относительно собственных осей
радиусы инерции подкрановой ветви
радиусы инерции шатровой ветви
расчетные длины ветвей из плоскости действия момента равны геометрической длине нижней части колонны
гибкость подкрановой ветви из плоскости действия момента
гибкость шатровой ветви из плоскости действия момента
нормальные силы в ветвях
момент инерции всего сечения относительно оси x
радиус инерции всего сечения относительно оси x
расчетная длина нижней части колонны как единого стержня в плоскости действия момента
где н=2 – коэффициент расчетной длины принятый в курсовом проекте в соответствии с таблицей 18 [5] более точное значение определяется по приложению 6 СНиП [5];
гибкость нижней части колонны как единого стержня в плоскости действия момента
Проверка устойчивости ветвей колонны из плоскости действия момента производится как для центрально сжатого элемента:
Коэффициент продольного изгиба φ вычисляем интерполяцией по таблице 72 СНиП [5].
Для подкрановой ветви φ=0836
недонапряжение в сечении подкрановой ветви:
Для шатровой ветви коэффициент продольного изгиба φ=0809
недонапряжение в сечении шатровой ветви:
Таким образом устойчивость подкрановой и шатровой ветвей обеспечена и принятые сечения являются экономичными с точки зрения использования несущей способности материала.
Проверка местной устойчивости полки швеллера шатровой ветви производится по зависимости:
таким образом местная устойчивость полки составного швеллера обеспечена.
Проверка местной устойчивости стенки швеллера шатровой ветви производится по следующей зависимости
где hef=69.1–2·1.6=65.9 см;
– определяется по таблице 27*[5] для центрального сжатия (m=0) и >08 по формуле:
таким образом местная устойчивость стенки составного швеллера обеспеченна.
Подбор расстояния между узлами решетки производится таким образом чтобы гибкость ветвей в плоскости действия момента λx1 λx2 была не меньше чем гибкости ветвей из плоскости действия момента λу1 λу2 :
где lx1 lx2 – соответственно расчетные длины подкрановой и шатровой ветвей в плоскости действия момента которые равны расстоянию между узлами решетки нижней части колонны.
принимаем расстояние между узлами решетки lx1= lx2 =250 см.
Расчет раскосов решетки производится как центрально сжатых элементов согласно следующей зависимости
где γс=075 – для сжатых элементов из одиночных уголков прикрепляемых одной полкой;
Ар– площадь сечения раскоса;
Np – усилие в раскосе решетки
где α – угол между раскосом и ветвью;
Q – максимальная величина из двух значений: Qmax и фиктивной поперечной силы Qfic которая может быть определена по приближенной зависимости:
Для определения Np принимаем Q=Qmax =349 кН. В запас прочности примем длину раскосов решетки равной расстоянию между точками их центрирования на осях ветвей. Геометрическая схема для вычисления sinα приведена на рисунке 16.
Рисунок 16 – Геометрическая схема к расчету раскоса
Определяем требуемую площадь уголка. Принимаем уголок 125х125х8 с imin=2.49 см Ap=19.69 см2. Гибкость равна
коэффициент продольного изгиба φ=0706.
Следовательно для подобранного сечения раскоса выполняется условие устойчивости.
Проверка устойчивости нижней части колонны как единого стержня в плоскости действия момента (относительно оси x) производится как для внецентренно сжатого элемента по формуле:
где φе в– коэффициент который определяется по таблице 75 СНиП [5] в зависимости от условной приведенной гибкости и относительного эксцентриситета m вычисляемого по формуле:
где Mви Nв– расчетные усилия в ветвях;
α – расстояние от главной оси сечения перпендикулярной плоскости изгиба до оси наиболее сжатой ветви но не менее расстояния до оси стенки ветви.
Приведенная гибкость нижней части колонны определяется по таблице 7 [5] как для сквозного двухветвенного стержня с решетками:
Для комбинации РСУ подкрановой ветви:
Где коэффициент φе = 0642
Для комбинации РСУ шатровой ветви
коэффициент φе = 0621
Таким образом устойчивость нижней части колонны как единого стержня в плоскости действия момента выполняется.
ПРОЕКТИРОВАНИЕ СТРОПИЛЬНОЙ ФЕРМЫ
Ферма разделяется на две отправочные марки. РСУ для стержней фермы получаем по результатам статического расчета поперечной рамы. Схемы к расчету фермы приведены на рисунке 17.
Рисунок 17 – Схемы к расчету фермы: а) нумерация элементов в ПК «Лира 9.6»; б) длины стержней в мм (число над стержнем) и расчетная сила N в кН (число под стержнем)
Сечения стержней фермы должны удовлетворять следующим проверкам:
первое предельное состояние:
по прочности (для растянутых стержней)
по устойчивости (для сжатых стержней)
второе предельное состояние по гибкости
В качестве материала из которого изготовлена ферма принята сталь С245.
Подбор сечений стержней осуществляется исходя из обеспечения условий прочности и устойчивости:
для растянутых стержней
для сжатых стержней
Коэффициент φ при вычислении сжатых элементов задаем приблизительно 08. Затем по требуемой площади по сортаменту задаем равнополочные уголки.
Радиус инерции сечения относительно оси y определяем по формуле:
где tф – толщина узловой фасонки определяемая по максимальному усилию в раскосе см;
Ауг – площадь одного уголка см2;
z0 – расстояние от центра тяжести уголка до его наружной грани см.
Затем по таблице 11[5] определяются расчетные длины стержней фермы lx (в плоскости фермы) и ly (из плоскости фермы) вычисляются гибкости λx и λу:
Предельная гибкость определяется по табл. 19*и 20* [5] и равна для всех растянутых стержней 400 для сжатых поясов и опорного раскоса:
для остальных сжатых стержней:
После того как все необходимые характеристики стержня определены необходимо произвести проверку его прочности или по устойчивости. Допустимым недонапряжением считается 14%. Результаты расчета одной отправочной марки приведены в таблице 3.
По результатам подбора сечений проводим унификацию элементов и назначаем места стыков поясов. Схема унификации стержней приведена на рисунке 18.
Рисунок 18 – Схема унификации сечений стержней фермы
Таблица 3 – Расчёт сечений стержней фермы
Размеры узловых фасонок назначаются из расчета угловых сварных швов.
Усилия между сварными швами по обушку и перу уголка распределяются неравномерно. Для сечения из парных равнополочных уголков усилия на обушке Nоб и пере Nп вычисляются по формулам:
Заводские сварные швы выполняем полуавтоматической сваркой в среде углекислого газа. Марка сварочной проволоки и ее свойства принимаются по таблицам 55* и 56 [5]. Ферму выполняем из стали С245 поэтому принята проволока Св–08А с расчетным сопротивлением угловых швов срезу по металлу шва Rwf=180 МПа. Расчетное сопротивление углового шва срезу по металлу границы сплавления:
где Run – нормативное сопротивление стали по временному сопротивлению принято по элементам решетки с наибольшей толщиной полок.
Проводим проверку правильности выбора сварочной проволоки по условию приведенному в пункте 11.2* [5]:
таким образом выбор сварочной проволоки осуществлен верно.
Для расчета длины сварных швов предварительно определим расчетное сечение по которому будет происходить разрушение сварного шва для этого вычисляем произведения и а затем сравним их (γwf=γwz=1).
таким образом расчетным является сечение по металлу шва.
Длины сварных швов определяем следующим образом:
Расчет сварных швов для элементов решетки приведен в таблице 4.
Таблица 4 – Расчет сварных швов для элементов решетки
РАСЧЕТ И КОНСТРУИРОВАНИЕ БАЗЫ КОЛОННЫ
Принимаем базу раздельного типа с фрезерованными торцами ветвей колонны.
Расчетные комбинации усилий в нижнем сечении колонны (сечение 4-4) по таблице 2 для расчета база шатровой ветви:
Усилия в шатровой ветви колонны:
В качестве базы шатровой ветви принимаем бетонный фундамент класса В15 с расчетным сопротивлением Rb = 085 кНсм2.
Определим размеры опорной плиты в плане. Зададимся коэффициентом φb =12 вычислим требуемую площадь опорной плиты по формуле:
где N – расчетное усилие в колонне на уровне базы;
- расчетное сопротивление бетона смятию;
- коэффициент зависит от отношения площадей фундамента и плиты.
По конструктивным соображениям свес плиты с2 должен быть не менее 70мм. (Конструкция базы колонны показана на рисунке 19). Тогда ширина плиты
В = b + 2с = 691 + 270 =831 мм
принимаем В = 840 мм.
принимаем L = 560 мм.
Принимаем плиту с размерами в плане 840 x 560мм. Размеры верхнего обреза фундамента устанавливаем на 20 см больше размеров опорной плиты.
Проверим справедливость назначенного значения φb = 12 при определении расчетного сопротивления бетона фундамента. Значение φb определим по формуле:
Следовательно перерасчет плиты не требуется.
Напряжения под плитой:
Из условия симметричного расположения траверс относительно центра тяжести ветви расстояния между траверсами в свету равно (по рисунку 19):
При толщине траверсы 12 мм:
Рисунок 19 – Конструкция базы колонны
Определяем изгибающие моменты на отдельных участках плиты:
Участок 1 (консольный свес с = с1 = 8.5 см)
Принимаем сталь С245.
Требуемая толщина плиты:
Участок 2 (плита опертая по трем сторонам с = с2 = 7.45 см).
Отношение ширины к длине участка:
Следовательно будем рассматриваем этот участок как консольный.
Участок 3. На участке 3 плита работает по схеме «пластинка опертая на 4 канта». Соотношение сторон
Следовательно плиту можно рассматривать как однопролетную балочную свободно лежащую на 2-х опорах.
Изгибающий момент вычисляется по формуле:
при соотношении ba>2 α=0125.
Участок 4. На участке 4 плита работает по схеме «пластинка опертая на 4 канта». Соотношение сторон
Изгибающий момент вычисляется по формуле 7.6
при соотношении ba > 2 α = 0125.
Максимальная толщина пластины 3.54 cм (для четвёртого участка). Принимаем толщину пластины с припусками 2 мм на фрезеровку tпл = 38 мм.
Расчетные комбинации усилий в нижнем сечении колонны (сечение 4-4) по таблице 2 для расчета база подкрановой ветви:
Усилия в подкрановой ветви колонны:
В качестве базы подкрановой ветви принимаем бетонный фундамент класса В15 с расчетным сопротивлением Rb = 085 кНсм2.
Определим размеры опорной плиты в плане. Зададимся коэффициентом φb =12 вычислим требуемую площадь опорной плиты по формуле (7. 2):
Ширина плиты В = 840 мм.
так как ширина двутавра b = 26 см конструктивно принимаем длину плиты L = 300 мм.
Принимаем плиту с размерами в плане 300 x 840 мм. Размеры верхнего обреза фундамента устанавливаем на 20 см больше размеров опорной плиты.
следовательно требуется перерасчет плиты.
Сварка полуавтоматическая в среде углекислого газа проволокой Св-08Г2С d=14 2мм.
Принимаем катет углового шва вдоль кромок kf = 10 мм. Rwf = 215 кНсм2 Rwz= 1665 кНсм2; f = 09; z = 105. Сталь С245 Rу = 24 кНсм2.
Расчет выполняем по границе сплавления так как:
fRwfγwf =092151=1935 кНсм2> zRwzγwz =10516651 = 1748 кНсм2.
В запас прочности все усилие в ветви передаем на траверсы через четыре угловых шва. Длина одного шва определяется по формуле:
Необходимая высота траверсы при четырех сварных швах составляет:
Принимаем высоту траверсы htr = 680 см.
Проверяем траверсу на изгиб и срез. Нагрузка на 1 см длины одного листа траверсы вычисляется по формуле:
qtr = 05100584 = 4221 кНсм.
Изгибающий момент в месте приварки траверсы к ветви колонны
Момент сопротивления листа траверсы
Выполним проверку прочности траверсы по нормальным напряжениям:
Условие выполняется.
Выполним проверку прочности траверсы по касательным напряжениям:
Проверка выполняется.
Требуемый катет швов крепления траверсы к плите:
Конструктивно принимаем катет швов крепления к опорной плите траверс kf=24 мм.
Расчет анкерных болтов крепления шатровой ветви
Усилие в анкерных болтах:
Принимаем по таблице 62* [5] из конструктивных соображений два анкерных болта диаметром d=20мм из стали 09Г2С.
Для подкрановой ветви принимаем те же болты.
РАСЧЕТ И КОНСТРУИРОВАНИЕ УЗЛА СОПРЯЖЕНИЯ ВЕРХНЕЙ И НИЖНЕЙ ЧАСТЕЙ КОЛОННЫ
Расчет примыкания верхней части колонны к нижней.
Расчетные комбинации усилий в сечении над уступом загружений 1 и 2:
)М = 1416 кНм; N = -1805 кН.
)М = 1290 кНм; N = -1813 кН
Соединение верхней части колонны с нижней осуществляется стыковыми швами по всему периметру сечения верхней части колонны. Расчетное сопротивление сварного стыкового шва на растяжение при ручной дуговой сварке Rwy определяется как:
Rwy=08524 =204кНсм2.
Геометрические характеристики сварного стыкового шва равны геометрическим характеристикам сечения надкрановой части колонны
Wх.ш = Wх = 13979.63см3.
Выполним проверку прочности сварного стыкового шва:
Первая комбинация М и N
наружная полка (момент разгружает полку)
внутренняя полка (момент догружает полку)
Вторая комбинация М и N
Расчет и конструирование подкрановой траверсы. Для передачи усилий от верхней части колонны к нижней и опирания подкрановых балок принимаем одноступенчатую траверсу. Для получения достаточной жесткости назначаем высоту траверсы hтр = 08hн = 08150 = 120 см.
В качестве расчетной схемы траверсы принимаем однопролетную балку опертую на ветви подкрановой части колонны. Для упрощения расчета и несколько в запас прочности считаем что усилия от верхней части колонны передаются на траверсу только через полки.
Нагрузка от давления подкрановых балок на колонну Dmax =2358 кН передается на траверсу через распределительную плиту толщину которой принимаем 25 мм (поверхность плиты выполняют остроганной торец подкрановой ветви фрезеруют).
Материал траверсы сталь С245 (Ry = 240 МПа; Rр= 360 МПа).
Толщину стенки траверсы определим из условия прочности на смятие:
lef – толщина сжимаемой поверхности мм вычисляемая по формуле:
где bop – ширина опорного ребра подкрановой балки bop=45см для подкрановой балки Б12Н-6 ;
tпл – толщина опорного листа подкрановой ступени.
Учитывая возможный перекос опорного ребра балки принимаем tтр = 15 см.
Принимаем для стенки траверсы лист - 1200 х 15. Размеры горизонтальных листов принимаем конструктивно:
нижнего листа – расстояние в свету между полками ветвей колонны
bн.л = 691 - 216 = 659 мм tн f = 12 мм;
верхних листов - конструктивно 2 - 180 х 16. Для удобства наложения монтажных швов верхние пояса смещаем вниз на 150 мм от верхнего обреза (рисунок 20).
В стенке подкрановой балки делаем прорезь в которую заводим стенку траверсы. Для расчета шва крепления траверсы к подкрановой ветви принимаем комбинацию усилий в сечении 2-2 (по таблице 2) дающую наибольшую опорную реакцию. Таким образом приведенное усилие в полках при М =1416кНм; N = -1805кН определяется формуле:
Максимальный изгибающий момент в траверсе
Mmax = P·(hвhн)·(hн – hв) = 2318.5·(115)·(15 – 1) =772.8 кН·м.
Поперечная сила на опоре подкрановой ветви
Q = P·(hвhн) =2318.5·(115) = 1545.7 кН.
Геометрические характеристики сечения траверсы (рисунок 20):
Положение центра тяжести траверсы
yв = hтр –yн = 120 – 60 =60 см.
Момент инерции сечения траверсы относительно оси х-х
Минимальный момент сопротивления сечения
Wmin = Ix yв = 58672460 = 9779 см3.
Проверяем прочность траверсы
кНсм2 Ryγc = 24 кНсм2
Максимальная поперечная сила в траверсе с учетом усилия от кранов
Qmax = Qв + kDmax = 1545.7 + 1223581 = 4375.3 кН.
Коэффициент k = 12 учитывает неравномерную передачу усилия Dmax а коэффициент = 1 учитывает 1-е основное сочетание нагрузок.
Для крепления вертикального ребра траверсы к стенке траверсы (ш 2) и для крепления траверсы к подкрановой ветви (ш 3) применяем полуавтоматическую сварку проволокой марки Св-08Г2С d=14 2мм.; f = 09; z = 105.
Для крепления вертикальных ребер назначаем катеты шва kf = 7 мм; Rwf=215МПа; Rwz = 045Run = 045360 =166.5МПа.
Расчет выполняем по металлу шва так как:
fRwfwfc = 0921511= 193.5МПаzRwzwzc = 105166.511 =174.8МПа.
Для крепления траверсы принимаем kf =8мм
РАСЧЕТ И КОНСТРУИРОВАНИЕ ОПОРНОГО УЗЛА ФЕРМЫ
На основе рассчитанных длин швов (расчет фермы) намечаем расчетный контур опорной фасонки. Конструктивно длина швов получается больше расчетной. Требуемая ширина фасонки из условия смятия с учетом увеличения реакции на 20% из-за неточной пригонки торца ребра к опорному листу (принимаем толщину фланца равной 20мм):
Конструктивно принимаем ширину фланца равной 240мм. Сварные швы прикрепляющие фланец к фасонке рассчитываем на увеличенную в 12 раза реакцию. Толщина сварного шва:
Согласно требованиям к минимальной толщине шва при толщине фланца 24мм принимаем толщину шва 17мм.
Напряжение смятия в торце фланца:
Расчет прикрепления фланца (t=14мм) к фасонке (t=20мм) при kf=17мм (расчет ведем по прочности металла шва). Требуемая длина шва:
Фактическая длина шва равна высоте и много больше требуемой длины.
Проверка фасонки на срез.
Требуемая площадь среза:
Требуемая высота фасонки:
Фактическая высота фасонки много больше.
Под действием опорного давления FR швы срезаются вдоль шва и в них возникают напряжения:
Усилие H приводит к срезу шва в направлении перпендикулярном оси шва:
Под действием момента шов также работает на срез перпендикулярно оси шва:
Проверка прочности шва:
Расчет опорного столика: ширину столика принимаем 240мм толщину 25мм. Длину столика определяем по расчетной длине шва. Если kf=17мм то:
Расчет болтов. Определяем число болтов для крепления фланца к колонне при d=24мм и симметричном их расположении:
Принимаем шесть болтов d=24мм
БИБЛИОГРАФИЧЕСКИЙ СПИСОК
)Металлические конструкции. – В 3 т. Т. 2. Конструкции зданий: Учебное пособие для строит. вузов Под ред. В.В. Горева. – М.: Высшая школа 1999. – 528 с.
)СНиП 23-01-99. Строительная климатология. – М.: Госстрой России 2000. – 57 с.
)Нилов А.А. Пермяков В.А. Прицнер А.Я. Стальные конструкции производственных зданий. Справочник. – Киев: Будiвельник1986.
)СНиП 2.01.07-85*. Нагрузки и воздействия. – М.: Госстройиздат 2003. – 42 с.
)СНиП II-23-81*. Стальные конструкции. – M.: Госстрой СССР 1990. – 95 с.
)Металлические конструкции. – В 3 т. Т. 2. Стальные конструкции зданий и сооружений. (Справочник проектировщика) Под общ. ред. В.В. Кузнецова (ЦНИИпроектстальконструкция им. Н.П. Мельникова) – М.: изд-во АСВ 1998. – 512 с.