• RU
  • icon На проверке: 9
Меню

Одноэтажное промышленное здание из металлических конструкций

  • Добавлен: 12.06.2014
  • Размер: 1 MB
  • Закачек: 3
Узнать, как скачать этот материал

Описание

Курсовой проект по специализации металлические конструкции. Одноэтажное промышленное здание из металлических конструкций пролётом 24м, длина здания 72м. Проект содержит чертежи фермы, колонны, базы колонны. Расчёт этих элементов. Полный курсовой.

Состав проекта

icon
icon приложение А.docx
icon одноэтажное пром здание из металла.dwg
icon записка.docx

Дополнительная информация

Контент чертежей

icon приложение А.docx

Таблица 4.1 – Расчетные усилия в сечениях левой стойки рамы (изгибающие моменты кНм нормальные
и поперечные силы кН)
Коэффициент сочетаний

icon одноэтажное пром здание из металла.dwg

одноэтажное пром здание из металла.dwg
каркаса промышленного здания в
Проектирование конструкций стального
КП-270102.65-ПГС-70-13
вертикальных связей по колоннам
Схемы связей по верхним и нижним
Одноэтажное промышленное
городе Донецк с использованием ЭВМ
Решетчатый прогон =0
Стальной волнистый лист
СХЕМА ПОПЕРЕЧНОЙ РАМЫ
СХЕМА ВЕРТИКАЛЬНЫХ СВЯЗЕЙ ПО КОЛОННАМ
СХЕМА СВЯЗЕЙ ПО ВЕРХНИМ ПОЯСАМ ФЕРМ
СХЕМА СВЯЗЕЙ ПО НИЖНИМ ПОЯСАМ ФЕРМ
Болт нормальной точности
Заводской сварной шов
Монтажный сварной шов
УСЛОВНЫЕ ОБОЗНАЧЕНИЯ:
Материал конструкций - сталь С235;
Бетон фундамента класса В20;
Заводские швы выполнять полуавтоматической сваркой в среде
СО сварочной проволокой Св-08Г2С;
Болты нормальной точности М20 из стали по ГОСТ 7798-70
Монтажную сварку выполнять электродами Э42.
СПЕЦИФИКАЦИЯ МЕТАЛЛА
ГЕОМЕТРИЧЕСКАЯ СХЕМА ФЕРМЫ
Болты нормальной точности из стали М20 по ГОСТ 7798-70 (с изм.);
Катет угловых швов k=4мм
Заводские швы выполнять полуавтоматической сваркой в среде СО
Сварочная проволока Св-08Г2С;
Соединительные прокладки (сборочные марки 25 и 26) ставить
на равных расстояниях.
Масса наплавленного металла (10%)

icon записка.docx

ЗАДАНИЕ НА ПРОЕКТИРОВАНИЕ3
КОМПОНОВКА СТАЛЬНОГО КАРКАСА ОДНОЭТАЖНОГО ПРОМЫШЛЕННОГО ЗДАНИЯ5
1 Определение вертикальных размеров 5
2 Определение горизонтальных размеров 7
НАГРУЗКИ ДЕЙСТВУЮЩИЕ НА ПОПЕРЕЧНУЮ РАМУ9
1 Постоянные нагрузки9
2 Временные нагрузки11
2.1 Снеговая нагрузка10
2.2 Вертикальные усилия от мостовых кранов12
2.3 Горизонтальная сила от мостовых кранов14
2.4 Ветровая нагрузка15
СТАТИЧЕСКИЙ РАСЧЕТ ПОПЕРЕЧНОЙ РАМЫ18
1 Расчёт на постоянную нагрузку18
2 Расчёт на вертикальную нагрузку от мостовых кранов21
ОПРЕДЕЛЕНИЕ РАСЧЕТНЫХ УСИЛИЙ ДЛЯ РАСЧКЕТА КОЛОНН И ФЕРМЫ (РИГЕЛЯ)26
1 Составление основных комбинаций усилий26
2 Определение усилий в опорных сечениях фермы27
РАСЧЕТТ СТРОПИЛЬНОЙ КОНСТРУКЦИИ29
1.1 Постоянные нагрузки29
1.2 Снеговая нагрузка31
2 Определение усилий в стержнях фермы33
РАСЧЕТ И ПОДБОР СЕЧЕНИЙ СТЕРЖНЕЙ ФЕРМЫ35
1 Составление комбинаций расчётных усилий в стержнях фермы35
2 Расчётные длины и предельные гибкости стержней фермы36
3 Подбор сечений стержней фермы36
4 Расчёт сварных швов38
РАСЧЁТ И ПОДБОР СЕЧЕНИЙ ВНЕЦЕНТРЕННО-СЖАТОЙ СТУПЕНЧАТОЙ КОЛОННЫ40
1 Определение расчётных длин колонны40
1.1 Расчётные длины колонн в плоскости рамы40
1.2 Расчётные длины колонн из плоскости рамы40
2 Подбор сечения верхней части колонны41
2.1 Определение требуемой площади сечения41
2.2 Компоновка сечения42
2.3 Расчёт геометрических характеристик сечения44
2.4 Проверка устойчивости сечения в плоскости действия момента45
2.5 Проверка устойчивости сечения из плоскости действия момента46
3 Подбор сечения нижней части колонны47
3.1 Определение усилий и подбор сечения ветвей48
3.2 Проверка устойчивости ветвей52
3.3 Расчёт соединительной решётки нижней части колонны53
3.4 Проверка устойчивости нижней части колонны как единого стержня в плоскости действия момента54
4 Расчёт и конструирование узла сопряжения верхней и нижней частей колонны57
4.1 Проверка прочности стыкового шва крепящего верхнюючасть колонны к траверсе57
4.2 Определение геометрических размеров траверсы58
4.3 Определение геометрических характеристик сечения траверсы60
4.4 Проверка прочности траверсы на изгиб и срез61
5 Расчёт и конструирование базы колонны62
5.1 Определение геометрических размеров базы62
5.2 Проверка прочности швов крепления траверсы65
5.3 Проверка прочности траверсы65
СПИСОК ИЗПОЛЬЗОВАННЫХ ИСТОЧНИКОВ69
ПРИЛОЖЕНИЕ А Результаты контроля этапов70
ПРИЛОЖЕНИЕ Б Расчетные усилия в сечениях левой стойки рамы71
ПРИЛОЖЕНИЕ В Подбор и проверка сечений стержней фермы72
ЗАДАНИЕ НА ПРОЕКТИРОВАНИЕ
В данном курсовом проекте необходимо развить практические навыки проектирования и расчета наиболее распространенных металлических конструкций одноэтажных промышленных зданий.
Необходимо закрепить и углубить полученные теоретические знания выработать навыки принятия самостоятельного и обоснованного решения вопросов проектирования.
Применение АОС в курсовом проектировании позволяет сократить затраты времени на выполнение расчётной части проекта развить навыки работы с нормативной и технической литературой.
КОМПОНОВКА СТАЛЬНОГО КАРКАСА ОДНОЭТАЖНОГО ПРОМЫШЛЕННОГО ЗДАНИЯ
1Определение вертикальных размеров
Определяем расстояние от головки кранового рельса до низа несущей конструкции покрытия – Н2 по формуле
Н2 ≥ (Нк + 100)+f(1.1)
Где Нк – высота мостового крана определяем в зависимости от грузоподъёмности крана и пролёта цеха [4 прил. 2 ] Нк = 3700 мм;
0 – необходимый зазор между краном и стропильной конструкцией мм;
f – размер учитывающий прогиб конструкций покрытия (ферм связей) принимаем в зависимости от пролета L [4 табл. 1.1 ] f = 200 мм.
Н2=(3700+100)+200=4000=40 м.
Фактическую высоту технологического оборудования Н1 определяем в зависимости от полезной высоты здания Н0 и высоты технологического оборудования Н1 по заданию.
Полезная высота цеха от уровня пола до низа ферм H0
Окончательный размер Н0 с учётом унификации принимаем кратным 06 м (в большую сторону). Таким образом назначаем Н0 = 162 м и корректируем высоту Н1
Устанавливаем размер верхней части колонны
Где hп.б – высота подкрановой балки которую предварительно принимаем равной 18 шага колонн hп.б = 18 12 = 15 м;
hр – высота кранового рельса принимаем равной 02 м.
Размер нижней части колонны определяем по формуле
где hз – заглубление опорной плиты башмака колонны ниже нулевой отметки пола принимаем hз = 1 м.
Полную высоту колонны Н определяем суммированием размеров верхней Нв и нижней Нн частей колонны:
Высоту части колонны в пределах ригеля Нф принимаем равной для ферм с параллельными поясами [4 табл. 1.2]
Таким образом высота фермы Нф = 225 м.
Высоту светоаэрационного фонаря Нфн с учётом высоты типовых фонарных переплётов принимаем равной Нфн = 45 м.
2 Определение горизонтальных размеров
В цехах с интенсивной работой крана (ВТ – весьма тяжёлый) необходимо устройство проёма для прохода рабочего персонала в верхней части колонны. В связи с этим принимаем привязку а = 500 мм а высоту сечения верхней части колонны hв = 1000 мм. При этом должно соблюдаться условие жёсткости hв > Hв 12.
Высоту сечения нижней части колонны hн с учетом обеспечения жесткости каркаса в поперечном направлении назначаем не менее Н 15 и находим по формуле
Где l1 – расстояние от оси подкрановой балки до оси колонны мм которое должно быть не менее
Где В1 – размер части мостового крана выступающей за ось рельса [4 прил. 2] В1=400 мм; 75 мм – необходимый зазор между краном и колонной по требованиям безопасности.
Окончательный размер l1 принимаем кратным 250 мм. Следовательно l1 = 1000 мм тогда hн по формуле (1.7) равна
что удовлетворяет требованиям жёсткости: hн>Н15=13615=0906мм=9066мм.
Компоновка поперечной рамы здания показана на рисунке (1.1)
Рисунок 1.1 — Компоновка поперечной рамы
НАГРУЗКИ ДЕЙСТВУЮЩИЕ НА ПОПЕРЕЧНУЮ РАМУ
На поперечную раму действуют постоянные нагрузки от веса ограждающих и несущих конструкций здания и временные от мостовых кранов и атмосферного воздействия снега и ветра.
1Постоянные нагрузки
Сбор нагрузок начинаем с определения величины расчётной постоянной нагрузки на 1 м2 покрытия gкр Тип покрытия здания – 8 [4 прил. 3]. Подсчёт сведён в таблицу 2.1.
Таблица 2.1 – Постоянная распределенная нагрузка от покрытия
Нормативная нагрузка кНм2
Коэффициент надежности по нагрузке γf
Расчетная нагрузка кНм2
Стальной волновой лист
Собственный вес настила шатра gш = 03 кНм2
Расчетную равномерно распределённую нагрузку на 1 м ригеля рамы определяем по формуле
Где γн – коэффициент надежности по назначению принимаем равным γн = 095;
bф – шаг ферм bф=12 м.
qn=095065112=74214 кНм.
Находим опорную реакцию ригеля рамы:
Где L - пролёт здания L = 24 м.
Постоянные нагрузки от веса колонны и стенового ограждения собираем в виде сосредоточенных сил условно приложенных к низу подкрановой F2 и надкрановой F1 части колонны по оси сечения.
Где γf1 и γf2 – коэффициенты надёжности по нагрузке для стенового ограждения и оконных переплётов соответственно γf1 = 12 и γf2 = 11;
gст и gок – поверхностная масса стен и оконных переплётов
gст = 2 кНм2 и gок = 035 кНм2;
bк – шаг колонн bк = 6 м;
– высота оконных переплётов в верхней части колонны = 12 м;
– высота оконных переплётов в нижней части колонны принимаем при высоте Н1 меньше 9 м равной = 6 м;
и – высота стен в пределах верхней и нижней части колонны определяем по формулам (2.5) и (2.6);
Где 06 – высота парапета м.
Gв и Gн – расчётный вес колонн верхней и нижней частей соответственно вычисляем по формулам (2.7) и (2.8).
Расчётный вес колонн распределяется следующим образом: 20 % приходится на верхнюю часть и 80 % – на нижнюю
Где γf – коэффициент надёжности по нагрузке для стальных колонн γf = 105;
gк – расход стали на колонны на 1 м2 здания [4 прил. 5] в зависимости от грузоподъёмности кранов gк = 06 кНм2;
bк – шаг колонн bк = 6м.
Вычисляем силы F1 и F2
Постоянные нагрузки действующие на раму
а) расчётная; б) приложения постоянной нагрузки
Рис. 2.1 — Схемы однопролётной рамы
2 Временные нагрузки
2.1Снеговая нагрузка
Расчётную линейную распределённую нагрузку на ригель рамы от снега определяем по формуле
Где γfсн – коэф-т надёжности по снеговой нагрузке принимаем в соотв. с [1 п. 5.7] равным γfсн = 14;
s0 – нормативное значение веса снегового покрова на 1 м2 горизонтальной поверхности земли зависит от района строительства [4 прил. 6] s0 = 1 кНм2;
– коэф. перехода от веса снегового покрова на земле к снеговой нагрузке на покрытие при уклоне кровли до 250 – = 1;
bф – шаг ферм bф = 6 м.
Определяем опорную реакцию ригеля рамы от снеговой нагрузки
Снеговая нагрузка действующая на раму показана на рисунке 2.2
Рис. 2.2 — К расчёту снеговой нагрузки
2.2Вертикальные усилия от мостовых кранов
Вертикальную нагрузку на подкрановые балки и колонны от действия мостовых кранов определяем при наиболее неблагоприятном их расположении на подкрановой балке по линии влияния. Оба крана располагают вплотную друг к другу так что колесо одного из кранов находится над колонной (рис. 2.3).
Рисунок 2.3 — К определению нагрузок от кранов
Тогда расчетное усилие DMAX передаваемое на колонну колесами кранов определяем по формуле
Где γf – коэффициент надёжности для крановой нагрузки принимаем в соответствии с [1 п. 4.8] γf = 11;
– коэффициент сочетаний нагрузки от двух кранов = 095 – для весьма тяжёлого режима работы (ВТ);
γf1 – коэффициент надёжности для постоянной нагрузки от веса подкрановой балки γf1 = 105;
Gп.б – нормативный вес подкрановой балки определяем по формуле (2.12);
γf2 – коэффициент надёжности для временной нагрузки на тормозной площадке γf2 = 12;
– полезная нормативная нагрузка на тормозной площадке принимаем равной 15 кНм2;
bт.п – ширина тормозной площадки принимаем равной высоте сечения нижней части колонны hн bт.п = hн = 15 м;
bк – шаг колонн bк =12м.
Нормативный вес подкрановой балки:
Где gп.б – расход стали на подкрановые балки на 1 м2 здания [4 прил. 5] gп.б=08кНм2.
Расчётное усилие DMAX по формуле (2.11) равно
На другой ряд колонн также будут передаваться усилия но значительно меньшие. Силу DMIN определяют по формуле (2.11) с заменой в формуле Fкi на то есть на нормативные усилия передаваемые колёсами другой стороны крана
Где Q – грузоподъёмность крана Q = 80 т;
Gк – вес крана с тележкой [4 прил. 2] Gк =1300кН;
nk – число колёс с одной стороны крана принимаем nk = 4;
– среднее нормативное давление колёс крана с более нагруженной стороны:
Расчётное усилие DMIN равно
Силы DMIN и DMAX приложены к подкрановой балке и поэтому не только сжимают нижнюю часть колонны но и передают на неё изгибающие моменты
Где ек – расстояние от оси подкрановой балки до оси проходящей через центр тяжести нижней части колонны ек = 05hн = 0515 = 075 м.
2.3 Горизонтальная сила от мостовых кранов
Расчетную горизонтальную силу Т передаваемую подкрановыми балками на колонну от поперечного торможения тележки и условно приложенную в уровне уступа колонны определяем при том же положении мостовых кранов (рис.2.3) по формуле
– нормативное значение горизонтальной нагрузки передаваемое одним колесом крана принимаем согласно [1 п. 4.4] равной 005 суммы подъёмной силы крана и веса тележки
Где Gт – вес тележки [4 прил.2] Gт = 380 кН.
Крановые нагрузки действующие на раму показаны на рисунке 2.4
Рис. 2.4 — К расчёту крановых нагрузок
2.4 Ветровая нагрузка
Давление ветра на высоте 10 м над поверхностью земли принято за нормативное значение ветрового давления w0 так как до высоты 10 м давление ветра остаётся постоянным. При большей высоте увеличение давления ветра учитывается соответствующими коэффициентами k.
За зданием возникает зона пониженного давления и появляется поверхностная нагрузка направленная так же как и нагрузка qв ( рис. 2.5).
Рис. 2.5 Схема действия ветровой нагрузки на здание
Таким образом расчетную линейную ветровую нагрузку передаваемую на стойку рамы определяем по формуле
Где γf – коэффициент надёжности по ветровой нагрузке принимаем в соответствии с [1п. 6.11] равным γf = 12;
w0 – нормативное значение ветрового давления принимаем в зависимости от ветрового района строительства [1 табл.5] или [4 прил. 6] w0 = 03 кНм2;
c – эродинамический коэффициент принимаем равным: с наветренной стороны ce = 08 и подветренной ce3 = 06;
bk – шаг колонн bk = 12м;
k – коэффициент учитывающий изменение ветрового давления по высоте [4 прил. 7].
Подставляем все величины в формулу (2.19)и получаем
В таблице 2.2 приведены значения коэффициента k по высоте и соответствующие значения qв.
Ветровая нагрузка qв кНм
Низ стропильной конструкции – 17.2м
Наиболее высокая точка здания —24.120м
Фактическую линейную нагрузку до низа стропильной конструкции заменяем эквивалентной нагрузкой qэ равномерно распределенной по высоте которую приблизительно определяем по формуле
Где Sвэп – площадь эпюры ветровой нагрузки ( рис. 2.5) определяем по формуле (2.21);
Нэ – высота эпюры Нэ = Н = 17.2 м.
Где q10 - ветровая нагрузка на высоте h10 = 10 м по табл. 2.2 q10 = 2.7031 кНм;
q1–ветровая нагрузка на уровне низа стропильной конструкции q1 = 3.3020 кНм.
Ветровую нагрузку на участке от низа стропильной конструкции до самой высокой точки здания заменяем сосредоточенной силой Fв приложенной в уровне низа стропильной конструкции.
Где q1 q2 — ветровое давление на уровне низа стропильной конструкции и на самой высокой точке здания соответственно (по табл. 2.2);
h – высота этого участка ( рис. 2.5) h = 692 м.
Нагрузки действующие на здание с подветренной стороны находят умножением нагрузок от активного давления ветра на отношение аэродинамических коэффициентов
Ветровая нагрузка действующая на раму показана на рисунке 2.6.
Рис. 2.6 К расчёту ветровой нагрузки
СТАТИЧЕСКИЙ РАСЧЁТ ПОПЕРЕЧНОЙ РАМЫ
1 Расчёт на постоянную нагрузку
Соотношения моментов инерции принимаем
Таким образом приняв Jв = 1 получаем Jн = 5 а Jр = 30.
При расчёте методом перемещений за основную систему принимаем раму которая условно закреплена от бокового смещения а углы от поворота (рис. 3.1).
Расстояние между центрами тяжести верхней и нижней частей колонн
Тогда сосредоточенный момент от вертикальной нагрузки действующей на ригель рамы возникающий из-за смещения осей верхней и нижней частей колонны равен
При расчёте симметричной однопролётной рамы на вертикальную нагрузку горизонтальное смещение узлов рамы Δ = 0 а углы поворота верхних узлов будут одинаковые т.е. φ1 = φ2 = φ. В этом случае единственным неизвестным перемещением будет угол φ а каноническое уравнение примет вид
Где r11 r1p – коэффициенты канонического уравнения определяем при построении эпюры от единичного неизвестного перемещения (М1) и эпюры от данной нагрузки (Мр).
Коэффициенты для определения моментов от единичных перемещений и от нагрузки [4 прил. 8] находят в зависимости от параметров:
α = 57172=0331 n = 15=02
Таким образом коэффициенты для определения моментов от поворота узлов на угол φ = 1 [4 схема 1 прил. 8] равны:
Тогда соответствующие моменты в стойке:
гдеI – погонная жесткость стойки равная .
Рис. 3.1 К статическому расчёту на постоянную нагрузку
Реактивный момент на опорах ригеля рамы при повороте узлов на угол φ = 1 определяем по формуле:
После построения эпюры М1 определяем коэффициент канонического уравнения r11 как реакцию в фиктивной опоре от поворота узлов на угол φ = 1.
Находим коэффициенты для определения моментов от нагрузки [4 схема 3 прил. 8]:
Тогда моменты от нагрузки на стойках равны:
MA= kАМ = -24657 кНм;
MB= kBM = 13170 кНм;
MнC= kСM = 51944 кНм
MвC= (kС+1)M = - 24780 кНм
Моменты на опорах ригеля от постоянной нагрузки находим как для защемлённой балки постоянного по длине сечения по формуле
Определяем свободный член канонического уравнения r1р как реакцию в фиктивной опоре от внешней нагрузки по формуле
и находим неизвестное канонического уравнения – угол поворота φ:
Моменты от фактического угла поворота определяем умножением единичной эпюры моментов М1 на φпр :
MригB= 329.7756 кНм.
Итоговую эпюру моментов М от постоянной нагрузки определяем суммированием эпюры Мр и эпюры моментов от фактического угла поворота М1φпр :
MA= 34.844-24.657 = 10.187 кНм;
MB= -39.6229+13.170 = -26.452 кНм;
Mн C= -14.9610+51.944 = 36.983 кНм;
Mв C= -14.9610-24.780 = -39.741 кНм;
MригB= 329.7756-356.2272 = -26.452 кНм.
Проверка правильности построения эпюр:
а) равенство моментов в узле В:
-26.452м - 26.452 кНм;
б) равенство перепада эпюры в точке С внешнему моменту
-39.741-36.983=-76.725кНм;
в) равенство поперечных сил верхней и нижней частей колонны :
2 Расчёт на вертикальную нагрузку от мостовых кранов
Расчёт производят при расположении тележки крана у левой стойки. Основная система и схема нагрузки
При расчёте рамы на нагрузки приложенные к стойкам углы поворота узлов рамы будут равны 0 так как ригель принят абсолютно жёстким а неизвестным будет перемещение Δ. Тогда каноническое уравнение метода перемещений примет вид
Находим коэффициенты для определения моментов от перемещения верхних узлов рамы на Δ = 1 [4схема 2 прил.8]:
Тогда соответствующие моменты в левой стойке равны
Где t – коэффициент равный .
Моменты на правой стойке имеют те же значения но направлены в противоположную сторону.
Опорную реакцию в узле В стойки рамы определяем по формуле
или используя коэффициент
Определяем коэффициент канонического уравнения r11 как реакцию в фиктивной опоре от смещения узлов рамы на Δ = 1 по формуле
Моменты на левой стойке определяем умножением коэффициентов [4сх. 3 прил. 8] на максимальный изгибающий момент от крановой нагрузки МMAX=1410.05кНм (формула (2.15)):
Опорную реакцию определяем по формуле
Рис. 3.2 — К статическому расчёту на вертикальные крановые нагрузки
Усилия на правой стойке получаем аналогично умножая коэффициенты на минимальный изгибающий момент от крановой нагрузки МMIN =4761кНм (формула (2.16)):
r1p=1224612-413487=81112 кН.
Неизвестное перемещение плоской рамы определяем по формуле
Перемещение узлов рамы с учётом пространственной работы каркаса находим по формуле
Где αпр – коэффициент характеризующий пространственную работу каркаса при крановой нагрузке αпр 1 т.к. крановая нагрузка – местная.
Существенное влияние на коэффициент αпр оказывает конструкция кровли. Независимо от типа покрытия принимаем конструкцию кровли жёсткой. Тогда коэффициент αпр определяем по формуле
Где nк – число колёс кранов на одной нитке подкрановых балок nк = 7;
n – число рам в блоке;
аi – расстояние между симметрично расположенными рамами относительно середины блока (а2 – между вторыми от торцов рамами).
Где α0 – определяем по табл. 3.1 [4] .
Тогда перемещение с учётом пространственной работы каркаса равно
Изгибающие моменты от фактического перемещения узлов рамы с учётом пространственной работы определяем умножением моментов в стойках от Δ = 1 на смещение Δпр :
Моменты на правой стойке имеют те же значения но направлены в противоположную сторону.
Моменты итоговой эпюры М от крановой нагрузки определяем суммированием эпюры Мр и эпюры М1 умноженной на Δпр :
Поперечная сила Q равна разности моментов на линейном участке эпюры М делённой на протяжённость этого участка (формулы (3.14) и (3.15)).Контролем правильности служит равенство поперечных сил на участках стойки
ОПРЕДЕЛЕНИЕ РАСЧЁТНЫХ УСИЛИЙ ДЛЯ РАСЧЁТА КОЛОНН И ФЕРМЫ (РИГЕЛЯ)
1 Составление основных комбинаций усилий
Результаты автоматизированного статического расчёта поперечной рамы необходимо проанализировать и найти наиболее невыгодные сочетания изгибающих моментов и нормальных сил от каждой из расчетных нагрузок в каждом сечении (рисунок 4.1).
Для определения усилий в стержнях стропильной фермы подбора сечений колонн и расчёта узлов рамы составляем следующие сочетания усилий:
) + ММАХ Nсоотв.2) – ММАХ Nсоотв.
) NMAX + Mсоотв.4) NMAX – Mсоотв.
Также кроме усилий M и N для сечения 4–4 определяем значение поперечной силы QМАХ которая необходима для расчёта раскосной решётки подкрановой части колонны и определения распора действующего на стропильную ферму.
Комбинации усилий составляем для основных сечений левой колонны при этом учитываем самые неблагоприятные усилия. Также поступаем и при учёте усилий от ветрового давления т.к. нагрузка от ветра может быть приложена с разных сторон рамы.
Составление комбинаций усилий сведёно в табл. 4.1(Приложение А)
2 Определение усилий в опорных сечениях фермы
В стропильных фермах жёстко соединённых с колоннами возникают распор Нр (продольная сила в ригеле) а также опорные моменты М1 и М2 .
Рисунок 4.2 — Схема приложения опорных моментов и распора рамы.
Значение опорного момента М1 (для левой опоры) берём из таблицы 4.1 для сечения 1–1 а опорный момент М2 (для правой опоры) определяем при той же комбинации нагрузок.
При определении опорных моментов рассматриваем две комбинации усилий:
на левой стойке (№ нагрузок — 1 3 7 9(-) 15)
на правой стойке (№ нагрузок – 1 3 5 11 13)
— 2-ая комбинация (без снеговой нагрузки):
усилие на левой стойке определяем по формуле
Где – поперечная сила в сеч. 1–1 на левой стойке (№ нагрузок – 1 3 5 9 13) =-10883кН;
Fв – сосредоточенная сила от ветровой нагрузки ( п. 2.2.4.) Fв = 667 кН;
– коэффициент сочетания нагрузок = 09.
усилие на правой стойке определяем по формуле
Где – поперечная сила в сеч. 1–1 на правой стойке (№ нагрузок – 1 3 7 11 15) =-7995 кН;
– сосредоточенная сила от ветровой нагрузки F’в = 184086 кН.
РАСЧЁТ СТРОПИЛЬНОЙ КОНСТРУКЦИИ
Основными нагрузками при расчёте стропильных ферм являются:
постоянные – собственный вес кровли связей по покрытию фермы и фонаря;
временные – вес снегового покрова.
1.1 Постоянные нагрузки
Рис. 5.1. Схема постоянной нагрузки
Постоянные нагрузки от кровли стропильных ферм связей по покрытию и фонарей принимаем равномерно распределёнными. Нагрузки от бортовых стенок фонаря и остекления учитываем в виде сосредоточенных сил приложенных в узлах опирания крайних стоек фонаря.
Нагрузку от покрытия определяем без учёта веса фонаря т.к. его учитывают в местах фактического опирания на ферму по формуле
Где gкр - расчётная постоянная нагрузка от веса покрытия [4 табл. 2.1] gкр=0651м2;
γf коэффициент надёжности по нагрузке γf = 105;
gфн – вес фонаря принимаем gфн = 015 кНм2;
bф – шаг ферм bф = 12 м.
Нагрузку от веса фонаря на погонный метр определяем по формуле
Где – вес каркаса фонаря на единицу площади горизонтальной проекции фонаря кНм2;
Нагрузку от бортовой стенки и остекления определяем по формуле
Где gб.с. – вес бортовой стенки и остекления на единицу длины стенки gб.с. = 2 кНм;
Подсчитываем расчётные сосредоточенные в узлах фермы силы от постоянной нагрузки. Количество узловых сил F1 – три. Так как ферма симметрична рассматриваем только её половину. Силу F0 в расчёте фермы не учитываем т.к. она приложена к колонне.
Значение узловой силы F1 определяем по формуле
Где d – ширина грузовой площади равная ширине панели верхнего пояса d = 3 м.
Сила F3 включает в себя вес покрытия фонаря и бортовой стенки
Опорные реакции фермы как балки на двух опорах равны сумме всех узловых сил т.е.
1.2 Снеговая нагрузка
Рис. 5.2 — К определению снеговой нагрузки
Расчётные значения снеговой нагрузки на погонный метр фермы определяем по формуле
Где s0 — тивное значение веса снегового покрова на 1 м2 горизонтальной поверхности земли зависит от района строительства [1 табл. 4] s0 = 0.5 кНм2;
bф — шаг ферм bф = 12 м.
γfсн – коэффициент надёжности по снеговой нагрузке в зависимости от отношения нормативного веса покрытия [4 табл. 2.1] к нормативному весу снегового покрова s0 в соответствии с [1 п. 5.7]
– коэффициент перехода от снеговой нагрузки на земле к нагрузке на 1 м2 покрытия учитывает неравномерность распределения снега по покрытию возможность образования снеговых мешков и зависит от конфигурации кровли определяем по формуле:
Величину Sф принимаем равной высоте фонаря но не более b т.е. Sф = 45 м; при этом значения коэффициента не должны превышать 25 при кНм2;
Рис. 5.3 — Варианты снеговой нагрузки
Расчётные значения снеговой нагрузки равны
Подсчитываем сосредоточенные в узлах фермы силы.
-й вариант снеговой нагрузки:
Значение узловой силы F1р определяем по формуле:
Силу F3р вычисляем по формуле:
Опорные реакции фермы от снеговой нагрузки определяем также суммированием узловых сил т.е.
Значение узловой силы определяем по формуле:
Силу вычисляем по формуле:
Опорные реакции фермы равны:
2 Определение усилий в стержнях фермы
Усилия в элементах фермы определяем от каждого вида нагрузки отдельно: графическим (с помощью диаграммы Максвелла-Кремона).
Для симметричных нагрузок (постоянная и снеговая) строят диаграммы усилий только для половины фермы. Диаграмма Максвелла-Кремона для определения усилий от постоянной нагрузки приведена на рисунке 5.4.
Рисунок — 5.4. Расчетная схема фермы и диаграмма усилий от постоянной нагрузки.
РАСЧЁТ И ПОДБОР СЕЧЕНИЙ СТЕРЖНЕЙ ФЕРМЫ
1 Составление комбинаций расчётных усилий в стержнях фермы
Расчётные усилия получаем составлением неблагоприятных комбинаций усилий от отдельных видов загружения.
Узлы сопряжения ферм с колонной выполняем на болтах. Опорные моменты и распор рамы определяем с учётом всех нагрузок (постоянных снеговых крановых и ветровых) которых может и не быть. Поэтому разгружающее влияние опорных моментов и распора рамы не учитываем.
Если усилия в рассматриваемом стержне от распора рамы опорных моментов и вертикальной нагрузки имеют одинаковые знаки то принимаем их сумму.
Если знаки усилий разные и усилия от распора рамы и моментов меньше по абсолютному значению усилий от вертикальной нагрузки то за расчётные берём усилия только от вертикальной нагрузки.
Если же усилия имеют разные знаки и усилия от распора и моментов больше усилий от вертикальной нагрузки то стержень проверяем на их алгебраическую сумму.
Для определения расчётных усилий в стержнях фермы составляем неблагоприятные комбинации усилий. За расчётные усилия принимаем наибольшие сжимающие и растягивающие усилия. Схемы расположения элементов фермы с нумерацией стержней приведены в прил. 10 [4]. Результаты сводим в таблицу 6.1
Таблица 6.1 — Расчетные усилия в стержнях фермы
2 Расчётные длины и предельные гибкости стержней фермы
Устойчивость стержней определяется их гибкостью которая зависит от расчётной длины стержней. Расчётные длины стержней определяем в плоскости фермы и из плоскости.
Расчётные длины стержней в плоскости фермы lx принимаем равными их геометрической длине l за исключением промежуточных раскосов и стоек примыкающих к нижнему поясу фермы расчётные длины которых принимаем равными 08l. Для опорных раскосов принимаем lx = l.
Расчётные длины стержней поясов из плоскости фермы ly принимаем равными расстоянию между точками закрепления стержней связями или элементами покрытия от смещения из плоскости фермы. Раскосы и стойки имеют расчётную длину из плоскости ly равную их геометрической длине. Гибкости стержней не должны превышать значений предельных гибкостей [] установленных [2 табл. 19* и 20*] .
3 Подбор сечений стержней фермы
Марку стали для всех элементов фермы принимаем в соответствии с [4прил. 11] при толщине проката 20 мм. Вст3сп5-1 с расчётным сопротивлением R = 240 МПа = 24 кНсм2. Сечения поясов принимаем в виде тавра с параллельными гранями полок типа ШТ [4прил. 12] . Сечения элементов решётки – из двух равнополочных уголков сечения опорных раскосов принимаем в виде двух неравнополочных уголков [4прил. 12] соединённых узкими полками вместе.
Подбор сечений выполняем в зависимости от напряжённо–деформированного состояния стержней:
а) растянутые стержни
Из условия прочности вычисляем требуемую площадь сечения по формуле
Где N – усилие в стержне ( табл. 6.1) кН;
R – расчётное сопротивление стали кНсм2;
γс – коэффициент условий работы для растянутых стержней γс = 095.
По сортаменту выбираем профиль удовлетворяющий условию
и выписываем геометрические характеристики (ix iy).
Находим гибкости стержней в плоскости х и из плоскости фермы у и сравниваем их с предельно–допустимой гибкостью [] значения которой приведены в табл. 6.2. Если выполняется условие
то производим проверку принятого сечения на прочность по формуле
б) сжатые стержни. Из условия устойчивости вычисляем требуемую площадь сечения по формуле
Где φ – коэффициент продольного изгиба при предварительном подборе принимаем φ = 04 – 07;
γс – коэффициент условий работы для сжатых стержней верхнего пояса и опорных раскосов γс = 095 а для стоек и промежуточных сжатых раскосов γс = 08.
По сортаменту выбираем профиль удовлетворяющий условию (6.2) и выписываем геометрические характеристики (ix iy).
Находим гибкости стержней в плоскости х и из плоскости фермы у и сравниваем их с предельно–допустимой гибкостью []. При выполнении условия (6.3) по максимальной гибкости определяем коэффициент продольного изгиба φ [4 прил. 13] и сравниваем с принятым ранее при расхождении более чем на 01 делаем перерасчёт.
Из условия устойчивости производим проверку принятого сечения по формуле
Результаты расчётов по подбору сечений стержней фермы сводим в таблицу 6.2 (Приложение В)
4 Расчёт сварных швов
Для сварки узлов фермы применяем полуавтоматическую сварку проволокой Св-08Г2С d = 14 – 2 мм.
В соответствии с [2 п. 12.8] назначаем максимальный катет шва который не должен быть более 12t где t – наименьшая толщина соединяемых элементов см и минимальным .
Предварительно определяем какая из проверок – по металлу шва или по металлу границы сплавления – будет иметь решающее значение для этого сравниваем произведения
меньшее из них и будет иметь решающее значение.
По прил. 14 [4] в зависимости от определяем коэффициенты глубины проплавления угловых сварных швов по металлу шва ш = 09 и по металлу границы сплавления с = 105.
Коэффициенты условий работы сварного соединения и принимаем равными 1.
Для проволоки Св-08Г2С по [2 табл. 56] МПа а определяем по формуле
Где – нормативное сопротивление стали разрыву [4 прил. 11] в зависимости от принятой марки стали МПа.
По условию (6.7) получаем
Следовательно несущая способность швов определяется прочностью по границе сплавления МПа = 1748 кНсм2.
Необходимую длину швов определяем по формуле
Где N – расчётное усилие в стержне причём для равнополочных уголков на обушок приходится 07N а на перо 03N; соответственно для неравнополочных уголков 075N и 025N.
Необходимо также учитывать что расчётная длина углового сварного шва должна быть не менее 4kш и не менее 40 мм [2 п.12.8 в].
Расчет швов приведен в таблице 6.3
Таблица 6.3 — Таблица расчёта сварных швов
РАСЧЁТ И ПОДБОР СЕЧЕНИЙ ВНЕЦЕНТРЕННО-СЖАТОЙ СТУПЕНЧАТОЙ КОЛОННЫ
1 Определение расчётных длин колонны
1.1 Расчётные длины колонн в плоскости рамы
Для нижней части колонны расчётную длину lx1 определяем по формуле
а для верхней части lx2 – по формуле
Где 1 2 – коэффициенты расчётной длины нижнего и верхнего участков колонны;
l1 l2 – длины нижнего и верхнего участка колонны т.е. l1 = 115 и l2 = 57.
Для колонн однопролётных рам с жёстким сопряжением ригеля коэффициенты 1 и 2 в большинстве случаев принимают равными:
если выполняются следующие условия:
Где Jн Jв – моменты инерции нижнего и верхнего участков колонны Jн = 5 Jв = 1;
N1 N2 – наибольшие значения продольной силы в нижней и верхней частях колонны т.е.
N1 = –230792 кН и N2 = –17524 кН.
Расчётные длины колонны по формулам (7.1) и (7.2) равны
1.2 Расчётные длины колонн из плоскости рамы
Расчётная длина из плоскости рамы для верхней части ly2 равна расстоянию от верха колонны до верхнего пояса подкрановой балки т.е.
а для нижней части – расстоянию от низа подкрановой балки до низа опорной плиты колонны т.е.
2 Подбор сечения верхней части колонны
2.1 Определение требуемой площади сечения
Для верхней части колонны применяем сварные составные двутавры.
Подбор сечения верхней части начинаем с определения требуемой площади сечения из условия общей устойчивости по формуле
Где N – наибольшее значение продольной силы в верхней части колонны N=17524кН;
φхвн – коэффициент снижения расчётного сопротивления при внецентренном сжатии [4прил. 16];
R – расчётное сопротивление при марке стали Вст3кп2-1 толщиной до 20 мм R = 220 МПа = 22 кНсм2;
γс – коэффициент условий работы принимаем равным 1.
Для определения φхвн находим значение условной гибкости по формуле
Е - модуль упругости стали Е = 206104 кНсм2.
Определяем значение приведённого относительного эксцентриситета mx1 по формуле
Где – коэффициент влияния формы сечения [4прил. 17] при отношении ;
mx – относительный эксцентриситет определяем по формуле (7. 9):
ρх – ядровое расстояние принимаем равным 035hв т.е. ρх = 035 1 = 035 м;
M N – расчётные усилия в сечении 1 – 1 N= 17524кН; M = 45215 кНм.
Тогда коэффициент влияния формы сечения определяем по формуле
Приведённый относительный эксцентриситет mx1 по формуле
По параметрам 133 и mx1 = 433 [4 прил. 16] определяем φхвн φхвн=013549.
Подставляем найденное значение φхвн в формулу (7.8):
2.2 Компоновка сечения
Так как N 400 кН – tп = 14 см.
Высоту стенки определяем по формуле
Толщину стенки tст назначаем из условия её местной устойчивости. Предельная условная гибкость стенки [] определяется по [ 2табл.27*].
Требуемая толщина стенки из условия местной устойчивости равна
Так как толщина стенки по условию местной устойчивости получается слишком большой и вследствие этого не экономичной то назначаем tст из условия
Таким образом принимаем tст = 08 см и расчёт ведём с учётом закритической работы стенки включая в расчётную площадь сечения 2 крайних участка стенки с шириной каждого =1527 см.
Ширину полок назначаем исходя из условий:
общей устойчивости по требуемой площади всего сечения:
) устойчивости верхней части колонны из плоскости действия момента
)местной устойчивости полки
С учётом обеспечения всех условий и в соответствии с сортаментом на листовую сталь принимаем bп = 20 см.
Рис. 7.1 Сечение верхней части колонны
2.3 Определение геометрических характеристик сечения
)Полная площадь сечения:
)Момент инерции относительно оси х–х:
)Момент инерции относительно оси y–y:
)Момент сопротивления:
)Радиус инерции относительно оси х–х:
)Радиус инерции относительно оси y–y:
)Ядровое расстояние:
2.4 Проверка устойчивости в плоскости действия момента
Проверку устойчивости сплошных колонн в плоскости действия момента выполняем по формуле
Необходимо определить значение коэффициента φхвн с учётом фактических геометрических характеристик по формулам (7.13) (7.14) и (7.15) .
Тогда предельная гибкость стенки составит
Ширина крайних устойчивых участков стенки определяется по формуле
Расчётная площадь сечения с учётом только устойчивой части стенки равна
Для определения коэффициента влияния формы сечения необходимо знать отношение
Тогда коэффициент влияния формы сечения =133 по прил.17[2].
По параметрам и [4 прил. 16] определяем φхвн φхвн=0129.
Подставляем найденное значение φхвн в формулу (7.24):
Недонапряжение должно быть не более 5% .
2.5 Проверка устойчивости из плоскости действия момента
Проверку устойчивости колонны из плоскости действия момента выполняем по формуле
Где φу – коэффициент продольного изгиба определяем как для центрально–сжатого стержня в зависимости от гибкости у=ly2
с – коэффициент учитывающий влияние момента действующего в плоскости рамы [2 п. 5.31];
А – площадь сечения при hстtст > =1215>116.28 в расчётную площадь включают только устойчивую часть стенки.
Для определения коэффициента с определяем значение относительного эксцентриситета mx по формуле:
Где – максимальный момент в пределах средней трети длины стержня при распределении моментов определяем по формуле (7.31):
При значении относительного эксцентриситета mx>5 коэффициент с определяем по формуле
где α – коэффициент определяемый по формуле 065 + 005
– коэффициент равный при с y.
Коэффициент продольного изгиба φс определяем [4 прил. 13] по гибкости с равной
следовательно φс=0598
Так как с=961>y=1126 то коэффициент равен
Т.к. что > 116.3 то в расчётное сечение включаем всю стенку т.е. А=А0=88.112 см2.
Подставляем найденные значения в формулу (7.29):
Недонапряжение должно быть не более 5% (при небольших усилиях в сечении это условие является определяющим).
3Подбор сечения нижней части колонны
Нижнюю часть колонны при высоте сечения более 1 м (hн=15 м) проектируют сквозной состоящей из двух ветвей соединенных между собой соединительной решеткой (раскосами). Для колонн однопролетных зданий чаще всего применяют несимметричное сечение с наружной ветвью в виде составного швеллера – для удобства крепления стенового ограждения и подкрановой ветвью в виде прокатного двутавра (см. рис. 7.2).
Рисунок 7.2 — Сечение нижней части колонны
Сквозная колонна работает как ферма с параллельными поясами. От действующих усилий N и М в ветвях колонны возникают только продольные усилия сжатия а поперечную силу Q воспринимают элементы соединительной решётки.
Значения М и N принимают по таблице 4.1. Комбинации усилий должны давать наибольшие усилия в ветвях. Для расчёта подкрановой ветви принимают комбинацию с наибольшим отрицательным моментом (сечение 3-3):
М1 = –1055.5 кНм и N1 = –218697кН.
Для расчёта наружной ветви принимают комбинацию с наибольшим положительным моментом (сечение 4-4):
М2 = 98809 кНм и N2= –230792кН Qmax= -12156 кН
Несущая способность колонны может быть исчерпана в результате:
) потери устойчивости какой-либо ветви (в плоскости или из плоскости рамы);
) потери устойчивости колонны в плоскости действия момента в предположении что она работает как единый стержень.
3.1 Определение усилия и подбор сечения ветвей
Заранее положение центра тяжести сечения колонны неизвестно но предварительно его можно определить в предположении что площади ветвей пропорциональны усилиям в них по формуле
где у1 – расстояние от центра тяжести сечения до центра тяжести подкрановой ветви;
h0 – расстояние между центрами тяжести ветвей определяют по формуле ; предварительно принимают z0 = 5 см => h0= 150 – 5 = 145 см.
Тогда расстояние от центра тяжести швеллера до центра тяжести сечения равно:
Усилия в ветвях определяют по формулам:
Из условия устойчивости находят требуемую площадь ветвей как для центрально-сжатых стержней и подбирают для подкрановой ветви по сортаменту сечение в виде прокатного двутавра типа Б а для наружной ветви сечение компонуют из листовой стали:
где – коэффициент продольного изгиба предварительно принимают равным в пределах 08-085 =085;
R – расчётное сопротивление при марке стали С235 для фасонного проката толщиной до 20 мм R = 230 МПа = 23 кНсм2;
– коэффициент условий работы принимают равным 1.
В соответствии с сортаментом [1 прил. 12 табл.1] подбирают двутавр 55Б1. Основные геометрические характеристики: Ав1 = 110 см2; J i iy1 = 223 см.
R – расчётное сопротивление при марке стали С235 для листового проката толщиной до 20 мм R = 220 МПа = 22 кНсм2;
Для удобства прикрепления элементов решетки просвет между внутренними гранями полок швеллера принимают таким же как в подкрановой ветви т.е.
Толщину стенки швеллера tст для удобства её соединения встык с надкрановой частью колонны принимают равной толщине полки tп = 14 см. Высоту стенки назначают из условия размещения сварных швов hст = 560 мм.
Требуемую площадь полок определяют по формуле:
Условие местной устойчивости по [3 табл. 29*]:
где - условная гибкость принимается предварительно =12;
Таким образом исходя из условия (7.39) что назначают bn = 15 см
tп = 1см следовательно Ап = 15 см2.
Затем вычисляют геометрические характеристики наружной ветви. Для этого сначала находим полную площадь сечения по формуле:
Далее определяем расстояние от наружной грани швеллера до оси проходящей через центр тяжести швеллера:
относительно оси х2 – х2 рассчитывают по формуле:
относительно оси у – у по формуле:
После этого вычисляем радиус инерции:
относительно оси х2 – х2
относительно оси у – у
Заканчивается расчет уточнением положения центра тяжести сечения колонны при h0 = hн – z0 = 150 – 3 = 147 см по формуле:
Отличие от первоначальных принятых размеров значительно поэтому уточняют усилия в ветвях по формулам (7.32) и (7.33):
3.2 Проверка устойчивости ветвей
Проверку устойчивости ветвей в плоскости и из плоскости рамы выполняют по формуле:
где – расчётная продольная сила в
– коэффициент продольного изгиба определяют по [1 прил. 13] по действительной гибкости ветви (в плоскости рамы-; из плоскости-);
R – расчётное сопротивление для подкрановой ветви R = 23 кНсм2 для наружной –
Проверка устойчивости ветвей из плоскости рамы выполняется для подкрановой ветви таким образом. Сначала определяется гибкость ветви:
из чего следует что.
Затем проверяют устойчивость:
Для наружной ветви проверка делается аналогично:
Итак устойчивость ветвей из плоскости рамы обеспечена.
Для проверки устойчивости ветвей в плоскости рамы сначала из условия равноустойчивости подкрановой ветви в плоскости и из плоскости рамы определяют требуемое расстояние между узлами решетки (расчетную длину ветвей в плоскости рамы):
Разделив нижнюю часть колонны на целое число панелей принимают =210 см.
Устойчивость ветвей в плоскости рамы проверяют относительно осей х1– х1 и х2 – х2:
Следовательно устойчивость ветвей в плоскости рамы обеспечена.
3.3 Расчёт соединительной решётки нижней части колонны
Элементы решетки проектируют из равнополочных уголков и рассчитывают на поперечную силу равную большей из величин: Qmax = 12156 кН или Qусл. Условную поперечную силу определяют по формуле:
где R – расчётное сопротивление для элементов решётки (фасонный прокат из стали C235) R = 23 кНсм2.
Так как Qmax=12156кН > Qусл=5118 кН то расчёт решётки проводят на Qmax = 12156 кН.
Усилие сжатия в раскосе определяют по формуле:
где – синус угла наклона раскоса определяют по формуле:
Задаемся гибкостью раскоса [1 прил.13] и находим требуемую площадь раскоса по формуле:
где – коэффициент условий работы = 075 (сжатый уголок прикреплённый одной полкой);
По сортаменту принимают сечение уголка 80х6 и выписывают его геометрические характеристики: Ар = 938 см2 iу0 = 158 см. Гибкость раскоса равна:
Напряжения в раскосе
Следовательно устойчивость раскоса обеспечена.
3.4 Проверка устойчивости нижней части колонны как единого стержня в плоскости
Для проверки устойчивости нижней части колонны как единого стержня в плоскости действия момента вычисляют геометрические характеристики всего сечения колонны.
В первую очередь определяют площадь всего сечения по формуле:
А = 107 + 110= 217 см.
Затем – момент инерции относительно оси х-х:
и радиус инерции относительно оси х-х:
Далее находят гибкость нижней части колонны по формуле:
и приведённую гибкость по формуле
где – коэффициент зависящий от угла наклона раскосов определяют по формуле:
Условную приведённую гибкость вычисляют по формуле:
Проверку устойчивости сквозной колонны выполняют для двух расчётных комбинаций усилий:
Догружающая подкрановую ветвь (сечение 3-3):
М1 = 10555 кНм и N1 = 218697 кН.
По этим усилиям вычисляют значение относительного эксцентриситета m по формуле:
По [1 прил. 19] определяют значение коэффициента в зависимости от параметров и .
Устойчивость сечения проверяют но формуле:
Догружающая наружную ветвь (сечение 4-4):
М2 = + 98809кНм и N2 = 230792 кН.
Вычисляют значение относительного эксцентриситета m по формуле:
Устойчивость сечения проверяют по формуле (7.60):
Следовательно устойчивость нижней части колонны как единого стержня в плоскости действия момента обеспечена.
Устойчивость сквозной колонны как единого стержня из плоскости действия момента не проверяют так как она обеспечена проверкой устойчивости отдельных ветвей.
4 Расчет и конструирование узла сопряжения верхней и нижней частей колонны
Расчет производят по комбинациям усилий дающим в сечении 2-2 наибольшие положительный и отрицательные моменты (см. табл.4.1):
)М1=54174кНм и N1=-3069кН
)М2=-6311кНм и N2=-40266кН
4.1 Проверка прочности стыкового шва крепящего верхнюю часть колонны к траверсе
Прочность стыкового шва (Ш1) проверяют по нормальным напряжениям в крайних точках сечения верхней части колонны для двух комбинаций усилий по формуле:
А0 – площадь шва равная площади сечения верхней части колонны А0 = 13376см2;
Rст(сжр) – расчетное сопротивление стыкового шва примарке стали С235 при сжатии
Rстсж = R = 22кНсм2 и растяжении Rстр = 085R = 085*22=187кНсм2 (т.е. сварка ручная с визуальным контролем качества шва);
± - знак “+” при определении напряжения для наружной полки знак “-” – для внутренней.
Для 1-й комбинации M и N находят
- напряжения в наружной полке:
- во внутренней полке:
Для 2-й комбинации M и N находят
4.2 Определение геометрических размеров траверсы
Толщину стенки траверсы назначают в пределах 1-12 см при этом должно выполняться условие прочности на смятие торцевой поверхности:
lсм – длина сминаемой поверхности lcv = bор + 2tпл при грузоподъемности крана
Q=80т ширина опорного ребра подкрановой балки bор = 42см; толщину плиты назначают в пределах 2-25см таким образом
Rсм.т – расчетное сопротивление смятию торцевой поверхности определяемое по формуле
где Rнв – нормативное сопротивление стали разрыву устанавливается по прил.11 зависимости от принятой марки стали Rнв = 360МПа=36кНсм2.
Подставляют данные в (7.64) и (7.65):
Принимают tтр = 15 см.
Высоту стенки траверсы назначают наибольшей исходя из следующих трех условий.
По требуемой длине угловых сварных швов (Ш2) крепящих вертикальные ребра к траверсе которую определяют по формуле
где Nn – усилие во внутренней полке верхней части колонны определяемое по 2-й
комбинации усилий по формуле
Для сварки в этом случае применяют полуавтоматическую сварку проволокой Св-08А d = 14-2 мм. Назначают катет шва kш = 06 см.
По приложению 14 [1] определяют коэффициенты глубины проплавления угловых сварных швов по металлу шва ш = 09 и по металлу границы сплавления с = 105.
Коэффициенты условий работы сварного соединения γсвуш и γсвус принимают равными 1.
Для проволоки Св-08А по [2 табл.56] принимают Rсвуш = 180МПа а Rсвус = 045360=162МПа
По условию (6.7) получают:
= 09 · 180 · 1=162 > = 105 · 162 · 1 = 1701кНсм2
Следовательно несущая способность швов определяется прочностью по границе сплавления ()min =162 МПа = 162 кНсм2.
Требуемая длина шва таким образом составит:
По требуемой длине угловых сварных швов (Ш3) крепящих стенку траверсы к подкрановой ветви.
В стенке подкрановой ветви делают прорезь в которую заводят стенку траверсы. Требуемую длину швов определяют из условия прочности по формуле
где Fтр – опорная реакция траверсы устанавливаемая по комбинации усилий дающей наибольшую опорную реакцию траверсы такой комбинацией является сочетание (№ 1359(-)15) для сечения 2-2 т.е. NF = 39309 кН MF = 21644 кН; Fтр находят по формуле
Определяем требуемую длину шва:
Из условия прочности стенки подкрановой ветви на срез
где tст.в1 – толщина стенки подкрановой ветви для двутавра 70Б1 tст.в1 = 115см
Rср – расчетное сопротивление срезу для фасонного проката из стали С235 Rср =133кНсм2.
Используя полученные данные по формуле(7.70) вычисляют:
Окончательно принимают hтр = 80 см.
Размеры нижнего листа принимают конструктивно: bл = 52 см tл = 1 см. Размеры верхних ребер также назначают конструктивно чтобы bл > 2bр + tст т.е. bр = 23 см и tр = 1см.
4.3 Определение геометрических характеристик сечения траверсы
Для определения геометрических характеристик сечения траверсы необходимо определить:
) положение центра тяжести сечения относительно нижней грани горизонтального листа:
) момент инерции относительно оси х-х:
) момент сопротивления:
4.4 Проверка прочности траверсы на изгиб и срез
Проверка прочности траверсы на изгиб выполняется по формуле:
где Мтр – максимальный изгибающий момент в траверсе возникает при 2-ой комбинации усилий определяют по формуле:
Прочность на срез проверяют по формуле:
где Rср – расчетное сопротивление срезу для листового проката из стали С235
Qтр – максимальная поперечная сила в траверсе при комбинации усилий дающей наибольшую опорную реакцию траверсы определяемая по формуле:
где k – коэффициент учитывающий неравномерную передачу усилия Dma – коэффициент сочетания нагрузок = 09.
Таким образом прочность траверсы на изгиб и срез обеспечена.
5 Расчет и конструирование базы колонны
Ширина нижней части колонны превышает 1 м поэтому базу колонны проектируют раздельного типа т. е. под каждую ветвь устраивают свою базу.
Так как ветви сквозной колонны работают на центральное сжатие и в ветвях возникают только продольные осевые силы то базы колонны рассчитывают и конструируют как для центрально-сжатых колонн.
Центр опорной плиты базы обязательно совмещают с центром тяжести ветви. В противном случае в ветвях могут возникнуть дополнительные моменты.
В курсовом проектировании ограничиваются расчётом базы только наружной ветви. В этом случае расчётной комбинацией усилий в сечении 4-4 является комбинация с максимальным положительным моментом:
М2 = 98809 кНм и N2= -230792 кН
5.1 Определение геометрических размеров базы
Требуемую площадь опорной плиты базы назначают из условия смятия поверхности бетона по формуле:
где Nв2 – уточненное значение продольной силы в наружной ветви (см. п. 7.3.1)
– расчётное сопротивление бетона смятию;
– коэффициент учитывающий повышение расчётного сопротивления бетона при местном сжатии = 12;
– расчётное сопротивление бетона сжатию определяют по [1. прил. 18] в зависимости от заданного класса бетона для фундамента =115 кНсм2.
По конструктивным требованиям свес плиты с2 должен быть не менее 4 см.Тогда ширину опорной плиты базы назначают из условия:
где hст – высота сечения стенки швеллера наружной ветви (см. п. 7.3.1) hст =56 см;
Ширину опорной плиты принимают кратной 5 см. Следовательно В = 65 см.
Длину назначают из условия:
Окончательно длину опорной плиты принимают в соответствии сортаментом и по конструктивным требованиям поэтому L = 40 см. Фактическая площадь опорной плиты:
Проверяют среднее напряжение в бетоне под плитой по формуле;
Из условия симметричного расположения траверс относительно центра тяжести ветви определяют расстояние между траверсами в свету по формуле:
При толщине траверсы tтр = 1 см длина консольных свесов с1 составит:
Толщину плиты назначают из условия прочности на изгиб:
где R – расчётное сопротивление стали определяют по [1 прил. 11] в зависимости от принятой марки стали; для стали C235 R = 22 кНсм2;
Mmaх – максимальный изгибающий момент определяют на отдельных участках опорной плиты для полосы шириной 1 см.
Участок 1. (консольный свес – с1 = 56 см)
где q – расчётное давление на 1 см2 плиты равное среднему напряжению в бетоне под плитой т.е..
Участок 2. (участок опёртый по трём сторонам; рассчитывают как консольный свес т.к. sc2 = 2685 = 536 > 2)
Момент M2 определяют по формуле (7.70):
Участок 3. (участок опёртый по четырём сторонам):
где – коэффициент зависящий от отношения более длинной стороны b (b = hпр = 5151 см) к более короткой а (а = bn = 10 см) принимают по [1 табл. 7.2];.
Участок 4. (участок опёртый по четырём сторонам)
Момент М4 определяют по формуле (7.85) причём меньшая сторона а равна ba = 517210 4 = 497 =>
На участке 3 изгибающий момент - максимальный т.е.
Определяют требуемую толщину плиты по формуле (7.84):
Окончательно толщину плиты назначают в соответствии с сортаментом.
Высоту траверсы hтр определяют из условия размещения требуемой длины шва крепящего траверсу к ветви колонны. В запас прочности всё усилие в ветви передают на траверсы через четыре угловых шва.
Для сварки применяют полуавтоматическую сварку проволок Св-08А d = 14 - 2 мм. Катет шва kш = 1 см. Несущая способность швов определяется прочностью по металлу шва
Определяют требуемую длину шва по формуле:
Принимают hтр = 45 см.
5.2 Проверка прочности швов крепления траверсы
Проверяют швы крепления траверсы к ветви колонны (Ш1):
Крепление траверсы к опорной плите принимают угловыми швами с kш = 10 см. Прочность швов (Ш2) проверяют по формуле:
где В – ширина опорной плиты В = 65 см;
с2 – консольный свес плиты с2 = 5 см;
s – расстояние между траверсами s = 268см;
– суммарная длина швов учитывающая непровар в начале и кратер в конце шва см.
Приварку ветвей колонны к опорной плите выполняют конструктивными швами с kш = 1 см.
5.3 Проверка прочности траверсы
Траверса работает и рассчитывается как двухшарнирная балка нагруженная равномерно распределённой нагрузкой qТ которую определяют по формуле:
где q – расчётное давление на 1 см2 плиты равное среднему напряжению в бетоне под плитой т.е. ;
– ширина грузовой площади см;
L – длина опорной плиты L = 40 см.
Рисунок 7.3 — Расчётная схема работы траверсы базы
Усилия в траверсе определяют по формулам:
где с2 –консольный свес плиты с2 = 5 см.
перерезывающая сила:
Проверку прочности траверсы на изгиб выполняют по формуле:
где – момент сопротивления траверсы см3;
– толщина траверсы = 1 см;
– высота траверсы = 45 см;
R – расчетное сопротивление стали для стали C235 R =22 кНсм2;
– коэффициент условий работы =1.
Проверку прочности траверсы на срез выполняют по формуле
следовательно прочность траверсы на изгиб и срез обеспечена.
При выполнении курсового проекта были развиты практические навыки проектирования и расчета наиболее распространенных металлических конструкций одноэтажных промышленных зданий.
Закрепили полученные теоретические знания выработали навыки принятия самостоятельного и обоснованного решения вопросов проектирования.
Применение АОС в курсовом проектировании позволило сократить затраты времени на выполнение расчётной части проекта развить навыки работы с нормативной и технической литературой.
СПИСОК ИСПОЛЬЗУЕМЫХ ИСТОЧНИКОВ
СНиП 2.01.07-85. Нагрузки и воздействия Госстрой СССР. – М.: ЦИТП Госстроя СССР 1987. – 36 с.
СНиП II-23-81*. Стальные конструкции Госстрой СССР. – М.: ЦИТП Госстроя СССР 1988. – 96 с.
Металлические конструкции. Общий курс: Учебник для вузов Е. И. Беленя В. А. Балдин Г. С. Ведеников и др.; Под общ. ред. Е. И. Беленя. – 6-е изд. перераб. и доп. – М.: Стройиздат 1986. – 560 с. ил.
Вихрева Н. Е. Проектирование конструкций стальных каркасов промышленных зданий с использованием ЭВМ: Учебное пособие.- Братск: БрГТУ 2003.-136 с.
Результаты контроля этапов
up Наверх