Курсовой проект - Одноэтажное производственное здание промышленного предприятия - файл n2.doc

Курсовой проект - Одноэтажное производственное здание промышленного предприятия
скачать (815.1 kb.)
Доступные файлы (2):
n1.dwg
n2.doc803kb.05.11.2011 16:56скачать

n2.doc

  1   2


Министерство образования и науки РФ

Саратовский государственный технический университет

Кафедра: Промышленное и гражданское строительство



Пояснительная записка




к курсовому проекту по дисциплине

« Металлические конструкции »
Выполнил:

студент АСФ

группы ПГС-41

Заплатин А.А.

Проверил:

Саратов

2009

Содержание

Введение

Исходные данные




1

Компоновка поперечной рамы




2

Сбор нагрузок на поперечную раму







2.1 Постоянная нагрузка







2.2 Снеговая нагрузка







2.3 Крановая нагрузка







2.4 Ветровая нагрузка




3

Статический расчет рамы




4

Определение расчетных усилий в стойке рамы




5

Проектирование колонны







5.1 Определение расчетных длин колонны







5.2 Подбор сечения верхней части колонны







5.3 Подбор сечения нижней части колонны







5.4 Расчет и конструирование узла сопряжения верхней и нижней частей колонны






5.5 Расчет и конструирование базы колонны




6

Конструирование и расчет стропильной фермы







6.1 Сбор нагрузок на ферму







6.2 Подбор сечения элементов фермы







6.3 Расчет соединений стержней в узлах фермы

6.4 Расчет сопряжения колонны с фермой





7

Конструирование и расчет подкрановой конструкции




8

Список использованных источников
















































Введение
Выполнение курсового проекта «Каркас одноэтажного промышленного здания» по дисциплине «Металлические конструкции» направлено на усвоение знаний, полученных при изучении теоретической части этой дисциплины и на выработку практических навыков расчета и проектирования металлических конструкций.

В курсовом проекте рассматриваются особенности размещения конструктивных элементов каркаса в плане и по высоте, схемы связей между колоннами, горизонтальных и вертикальных связей по покрытию, компоновка поперечной рамы, правила определения величин и характера действующих на каркас различных нагрузок – постоянной, временных.

Расчет стальных конструкций производится по методу предельных состояний в соответствии с положениями СНиП II-23-81* «Стальные конструкции» и согласно СНиП 2.01.07-85 «Нагрузки и воздействия».

Исходные данные

пролет здания, L 24 м

шаг колонн, B 12 м

длина здания, 120 м

отметка верха колонны 10,8 м

грузоподъемность крана, Q 80/20

режим работы мостовых кранов 6К

район строительства Волгоград

температурно-влажностный режим отапливаемое здание

подкровельные несущие конструкции профнастил

несущие конструкции покрытия фермы с треугольной решеткой из круглых труб

Характеристики крана 80/20 6К

пролет моста крана Lкр 22 м

тип кранового рельса КР120

нагрузка на колесо крана:

р* 380 кН

р*1 390 кН

масса:

тележки 39 т

крана 110 т

размеры:

А2 4600 мм

А3 900 мм

А4 0 мм

В 9600 мм

В2 400 мм

Н 3700 мм

Расчетная снеговая нагрузка Sq 1,2 кПа (III район)

Нормативная ветровая нагрузка W0 0,38 кПа (II район)
I. СТАТИЧЕСКИЙ РАСЧЕТ КАРКАСА.

1.1.Компоновка поперечной рамы.

Высота цеха Н0 определяется расстоянием от уровня пола до головки кранового рельса Н1 и расстоянием от головки кранового рельса до низа стропильных конструкций Н2, т.е.
H0= H1+ H2

Расстояние Н0=10,8м приводится в задании на проектирование промышленного здания, а расстояние Н2 вычисляется по формуле

Н2=(Нк+100)+f

где Нк – высота мостового крана, которая принимается по стандарту на мостовые краны;

Нк=3700мм;

f – размер, учитывающий прогиб ферм (f=200..400мм);

f=300мм;

100 – зазор (в мм) между верхом тележки крана и фермой.

Н2=(3700+100)+200=4000(мм);

Н1= Н02=10800-4000=6800(мм).

Высота верхней части колонны (от ступени до низа фермы)

Нв=hб+hр+Н2,

где hб – высота подкрановой балки, которая принимается равной 1/7..1/9 пролета балки (шага колонн);

hб=1м;

hр – высота кранового рельса по стандарту на мостовые краны hр=200мм.

НВ=1500+4000=5500(мм).

Высота нижней части колонны (от фундамента до ступени):

Нн0в+1000,

где 1000 – заглубление (в мм) опорной плиты базы колонны.

Нн=10800-5500+1000=6300(мм).

Общая высота колонны рамы от низа базы до низа ригеля: Н=5500+6300=11800 мм.

Стропильная ферма принимается типовой, поэтому высота фермы равна Нф=2,9м.

Необходим проход в теле колонны, и поэтому привязка а=500 мм, высота сечения верхней части колонны h=700 мм .

l 11 =(hв - а)+75=400+75+(700-500)=675мм

Принимаем l 1=750мм (из конструктивных соображений)=1000мм

h н = l 1+а=1000+500=1500мм



1.2. Расчетная схема поперечной рамы.

Центры тяжести сечений верхней и нижней части колонны смещены относительно друг друга, поэтому стойки рамы в месте соединения верхней и нижней частей колонны имеют горизонтальный уступ. Размер уступа можно определить приближенно по формуле

e0=0,5(hн-hв).

e0=0,5(1500-700)=400 (мм).


1.3. Постоянная нагрузка.

Постоянная распределенная нагрузка на покрытие приведена в табличной форме:

Вид нагрузки

Нормат. кН/м2

Коэфф. перегр.

Расчетн. кН/м2

Изоэтил 1 слой 5,5-6,0 кг\м2

0,06

1,3

0,078

Плита минераловата 200кг\м2-150мм

003

1,2

0,36

Пароизоляция – пленка полиэтил

0,05

1,3

0,065

Профнастил

0,1577

1,05

0,1575

Прогоны покрытия №24

0,05

1,05

0,084

Собственный вес металлической конструкции

0,4

1,05

0,42




gкрн=1,04




gкр=1,1645


Расчетная равномерно распределенная линейная нагрузка на ригель рамы:

=0,95∙1,16∙12\1=13,22 кН/м

cos?=1, ?н=1.

Опорная реакция ригеля рамы: FR=qп∙L/2=13,22∙12=158,64 кН.

Расчетный вес стальной ступенчатой колонны

G = Рк ∙l∙L/2

где L – пролет поперечной рамы (м);

L=24м;

Gк=0,95∙1,05∙12∙12∙0,2=26,2 (кН).

При этом вес нижней части колонны составляет 80% от G , а верхней – 20% от G, т.е. Gн=0,8 G=0,8∙26,2=7,66 (кН);

Gв=0,2 G=0,2∙26,2=11,49 (кН) .

Распределенный по вертикальной поверхности вес стеновых панелей можно принять равным 2 кН/м2, а вес оконных панелей с переплетами и остеклением – 0,35 кН/м2.

Расчетный вес стенового ограждения:

В верхн. части колонны F1= 0,95(1,2 ∙ 0,3689∙ 12∙ (8,9-1,2)+ 0,35∙ 1,1∙ 1,2∙12)+11,49=55,62(кН);

В нижн. части колонны F2= 0,95(1,2 ∙ 0,3689∙ 12∙ (6,3-2,4)+ 0,35∙ 1,1∙ 2,4∙12+7,66= 37,88(кН).


1.4. Снеговая нагрузка.

Снеговую нагрузку на ригель поперечной рамы одноэтажного промышленного здания принимают равномерно распределенной, равной распределению веса снегового покрова на 1 м2 покрытия на ширину расчетного блока В.

Расчетная равномерно распределенная снеговая нагрузка на ригель рамы определяется по формуле

qs = ?н сnp0l,
где c=1 – коэфф. Перехода от нагрузки на земле к нагрузке на 1м2 проекции кровли;

?н=1 – коэффициент надежности по нагрузке;

n– коэфф. Перегрузки.

Вес снегового покрова p0=1,2 кПа

При gкрн/p0=2,33/0,7=3,3 коэффициент n=1,4

qs=0,95∙1∙1,2∙12=13,68(кН/м).

Опорная реакция ригеля FR=13,68∙14\2=164,16 кН.

1.5. Крановая нагрузка.

При движении мостовых кранов на верхний пояс подкрановой балки через каждое колесо передается вертикальная Fk и горизонтальная Тк сосредоточенные силы.


Величина силы Fk переменна и зависит от положения тележки крана с грузом. Наибольшее нормативное значение вертикальной силы Fкнmax (тележка с грузом приближена к колонне) указано в стандартах на мостовые краны Fкнmax =400кН.

Наименьшее нормативное значение вертикальной силы Fкн min (тележка с грузом удалена от колонны) определяется по формуле

Fкн min = (9,81 Q + Gk)/n – Fkн max

Fкн min=(9,81∙80+1490)/4-385=183,5 (кН).

Нормативное значение горизонтальной силы Ткн определяется по формуле

Ткн = 0,05 (9,81Q + Gт)/n

где Gт – вес тележки в кН по стандарту на мостовые краны;

Gт=390кН;

0,05 – коэффициент для кранов с гибким подвесом груза.

Ткн=0,05(9,81∙80+390)/4=14,67кН.

Нагрузка от кранов передается на поперечную раму в виде вертикальных сил Dmax и Dmin, приложенных к стойкам в уровне ступеней. Расчетные величины этих сил определяются при невыгодном расположении двух сближенных кранов по линиям влияния опорных реакций подкрановых балок из выражений

Dmax = ?nc? Fkнmax Yi + ?Gп + ?gbтl

Dmin = ?nc? Fkнmin Yi + ?Gп + ?gbтl

Dmax=0,95[1,1∙0,85∙385∙4,6+1,05∙7,2+1,2∙1,5∙12]=1888,1кН;

Dmin=0,95[1,1∙0,85∙183,5∙4,6+1,0,5∙7,2+1,2∙1,5∙12]=1064,75кН.

Силы Dmax и Dmin приложены по оси подкрановой ветви и с эксцентриситетом eк по отношению к оси нижней части колонны, величину которого предварительно принимают равной eк = 0,5hн=0,5∙1,500=0,75м. Поэтому в местах приложения сил Dmax и Dmin на стойках поперечной рамы возникают изгибающие моменты

Мmax = Dmax eк ; Mmin = Dmin eк.

Мmax=1888,1∙0,75=1416,1 (кН∙м);

Mmin=1064,75∙0,75=798,57 (кН∙м).

Расчетное значение горизонтальной силы Тк, приложенной в уровне верхнего пояса подкрановой балки, равно

Тк = ?nncкн Yi.

Тк=1,1∙0,95∙0.85∙4.6∙ 14.67=60 (кН).


1.6. Ветровая нагрузка.

Нормативное значение ветрового давления w0=0,3 кПа, нормативное значение ветровой нагрузки qв= ∙q0∙с∙k∙c∙в,

где где ?н=1,4 – коэффициент надежности по нагрузке.

в=12 м

с=0,8 – аэродинамический коэффициент, зависящий от геометрической формы сооружения.

qн=0,95∙0,8∙0.38∙1.2∙12k=4.16k

Для z?5 м k=0,5 qн1=2,08кН/м2

Для z=10 м k=0, 65 qн1=2,7кН/м2

Для z=11,8 м q2=2,84кН/м2

Для z=15,2м q1=3,1кН/м2

Для z=20 м k=0,85 qн1=3,5кН/м2

Мw= qн∙15,2∙7,6+(q2- q1)5∙1/2(5+2/3∙5)+ q3∙5,3(q3 -q2)+( q3 -q2 )5,2∙1\2∙ ∙ (10+2/3∙5,2)= 269,38кН∙м

Величина эквивалентной равномерно распределенной по высоте нагрузки qэ определяется из выражения

Мэ=2∙71,98/11,82=1,04кН/м.

сосредоточенная сила от ветровой нагрузки:

Fв=h’( q1+ q2)/2=2,9∙(3,1+2,84)/2=11,88 кН.

F’в=0,6/0,8∙ Fв=8,91 кН.

Мэ= 15,2∙7,6qэ

Мэ= 115,52 qэ

qэ = 2Мw2
qэ=

q’э=



Комбинации усилий

Сечения стойки

1-1

2-2

3-3

4-4

М

кНм

N

кН

М

кНм

N

кН

М

кНм

N

кН

М

кНм

N

кН

+Mmax

Nсоотв

nc=1

N нагрузок

1,3*,4,5*

1,2

1,3,4

1,5

усилия

-19,24

-1316,89

100,17

-397,76

454,91

-214,26

-31,65

-158,64

nc=0,9

N нагрузок

1,2,3*,4,5*

1,2,5*

1,3,4,5*

-

усилия

289,7

-1375,94

125,78

-379,76

436,46

-214,26

-

--

-Mmax

Nсоотв

nc=1

N нагрузок

1,3,4

1,3,4

1,5

1,3,4

усилия

-244,26

-2140,24

-875,48

-2102,36

-59,79

-214,26

-366,14

-158,64

nc=0,9

N нагрузок

1,3,4,5

1,3,4,5

1,2,5

1,2,3,4,5*

усилия

-400,76

-1951,44

-858,63

-1913,56

-76,67

-379,38

-474,1

-323,79

Nmax

+Mсоотв

nc=1

N нагрузок

1,3,4

1,3,4

1,2

1,2

усилия

-162,04

-1951,44

-875,48

-2102,36

-51,2

397,76

-178,85

-342,14

nc=0,9

N нагрузок

1,2,3,4,5*

1,2,3,4,5*

1,2,3,4,5*

1,2,5

усилия

452,85

-2116,94

-708,85

-2079,06

416,49

-379,41

-120,91

-323,79

Nmax

-Mсоотв

nc=1

N нагрузок

1,3,4

1,3,4

1,2

1,2

усилия

-244,26

-1951,44

-929,56

-2102,36

-51,21

-397,76

-178,85

-342,14

nc=0,9

N нагрузок

1,2,3,4,5

1,2,3,4,5

1,2,5

1,2,3,4,5*

усилия

-288,46

-2116,94

-819,48

-2079,06

-76,68

-379,41

-474,11

-323,79
Расчетные усилия в сечениях стойки рамы


1.8. РАСЧЕТ УСИЛИЙ В ЭЛЕМЕНТАХ РАМ.

2. Проектирование ступенчатой колонны.
Колонны промышленных зданий работают на внецентренное сжатие. Величины расчетных усилий M, N и Q в плоскости поперечной рамы определяют по результатом статического расчета рамы на основе анализа сочетания различных нагрузок. При расчете колонны проверяют ее прочность, общую устойчивость и устойчивость элементов.

Сечения ступенчатой колонны подбирают раздельно для верхней (надкрановой) и нижней (подкрановой) частей. Расчетные длины верхней и нижней частей колонны в плоскости и из плоскости поперечной рамы определяют в зависимости от конструктивной схемы каркаса.

2.1 Определение расчетных длин колонны.

Расчетные усилия:

Сечение 4 - 4 : N=-323,79кН М=-474,1кН∙м Q=-218,58кН (1,2,3*,4*,5*)

Сечение 3 - 3: М=416,49кН∙м

Для нижней части колонны:

M1= -875,48кНм М2=+929,56 кНм

N1=--2102,36кН N2=-2102,36кН


В плоскости поперечной рамы для ступенчатой колонны расчетные длины нижней (lx1) и верхней (lx2) частей определяются отдельно по формулам:

lx1 = ?1 l1 ; lx2 = ?2 l2

где ?1, ?2 - коэффициенты расчетной длины, соответственно, нижней и верхней частей колонны;

l1, l2 - геометрические длины, соответственно, нижней и верхней частей колонны.

==0,16

=(323,79+2102,36)/2102,36=1,15

=2,15

Тогда ?1=2,73, ?2= ?1/?1=2,73/2,15=1,27

lx1=2,73∙6300=1719,9(мм) – для нижней части;

lx2=1,27∙5500=698,5(мм) – для верхней части.

Расчетные длины колонны из плоскости рамы:

-- верхней части ly2=Hв-hб=550-100=450(см);

-- нижней части ly1=Hн=630(см).
2.2. ПОДБОР СЕЧЕНИЯ ВЕРХНЕЙ ЧАСТИ КОЛОННЫ.

Сечение верхней части колонны принимаем в виде сварного двутавра высотой hв=700мм.

По формуле Атр = N/?eRy?c определим требуемую площадь сечения.

Для симметричного двутавра

ix ? 0,42h = 0,42∙70 ? 29,4см;

? 0,35h = 0,35∙70 ? 24,5см;

=

(для стали С235 толщиной 21 – 40 мм R=230МПа=23кН/см2).

mx = еx/= M/(N ∙ 0,35h) = 47410/(323,79 ∙ 0,35 ∙70) = 5,98

Значение коэффициента ? определим по СНиП. Примем в первом приближении

Аf/Aw =1, тогда ? = 1,4-0,02=1,4—0,02∙ 0,79=1,38 ( СНиП [1] табл.73).

m1x = ?mx = 1,38 ∙ 5,98 =8,28.

Принимаем ?е = 173,2∙ 10-3=0,173 (СНиП [1] табл.74).

Атр = .

КОМПОНОВКА СЕЧЕНИЯ:

Высота стенки hст =hв – 2tп = 70 – 2 ∙ 1,4 = 67,2см ( принимаем предварительно толщину пололок tп = 14мм).

При mx > 1 и <0,8 из условия местной устойчивости:



см, принимаем tст=8мм, включаем в расчетную площадь сечения колонны два крайних участка стенки шириной по см.

Требуемая площадь полки:



Ап.тр=см2



Из условия местной устойчивости полки:

=13.14см.

Ширину полки вп ?

Принимаем вп = 24см ; tп=1,0см;

всв = (вп – tст)/2 = (24 -0.8)/2 = 11.6 см.

Ап=24∙1,4=33.6 см2? Ап.тр.=26.45 см2.





ГЕОМЕТРИЧЕСКИЕ ХАРАКТЕРИСТИКИ СЕЧЕНИЯ:

Полная площадь сечения:

A0 = 2∙ 24 ∙1,0 + 2∙ 67.2=101.76см2 .

Расчетная площадь сечения с учетом только устойчивой части стенки:

А=2∙24∙1,0+2∙29.93∙0,8=80.56см2

Моменты инерции:

Ix= см4;

Iy= см4
Момент сопротивления:

Wx = Ix/=77362,96/33,6=2302,5см3;

радиусы инерции сечения: ix = =22,63см;

iy = =4,76см.

Радиус ядра сечения: =2302,5/101,76=22,63см.

Проверка устойчивости верхней части колонны в плоскости действия момента:

;

mx = Mx/(N ?x)=47410/(323,79∙22,63)=6,4

>0,5? коэффициент ? вычисляем при >1 СНиП [1] табл.73:

? =1,25

m1x = ? ∙ mx = 1,25∙6,4 =8, по СНиП [1] табл.74 ?е = 0,177

Условия прочности при центральном сжатии:

(кН/см2)

Недонапряжение (23-22,7)/23 ∙100=1,3%<5%

Проверка устойчивости верхней части колонны из плоскости действия момента:



Для определения mx найдем максимальный момент в средней трети расчетной длины стержня.

кНм

По модулю Мхmax/2=474,1/2=237,05 кН∙м.



при 5>mx; с = СНиП [1] пункт 5.31 стр.16.

? = 0,65 + 0,05mx =0,65+0,05∙3,16=0,808(СНиП [1] табл.10).

при , =0,665

при ,=0,578

>=913,97? ? = =0,93

с==0,26

Проверка устойчивости стенки:

<






2.3 ПОДБОР СЕЧЕНИЯ НИЖНЕЙ ЧАСТИ КОЛОННЫ.

Сечение нижней части колонны сквозное, состоящее из двух ветвей, соединенных решеткой. Высота сечения hн = 1500мм. Подкрановую ветвь колонны принимаем из широкополочного двутавра, наружную – составного сварного сечения из трех листов.

Определим ориентировочное положение центра тяжести. Принимаем z0 = 5см; h0 = h – z0 = 150 -5 = 145см;



y2 = h0 – y1 = 145-74,67 = 70,33см.

Усилия в ветвях :

В подкрановой ветви Nв1 = 2102,36∙70,33/145 + 92956/145= 1660,8кН

В наружной Nв2 = 2102,36 ∙ 74,67/145 + 92956/145= 1723,72кН.

Определяем требуемую площадь ветвей и назначаем сечение.

Для подкрановой ветви Aв1 = N в1/?R?; задаемся ? = 0,80; R = 230МПа = 23кН/см2, тогда Aв1 = 1660,8/(0,8∙ 23) = 90,26см2 .

По сортаменту (прил.14) подбираем двутавр 35Ш1; A= 124см2 ; ix1 = 16,8см; iy = 7,19см.

Для наружной ветви. Для удобства прикрепления элементов решетки просвет между внутренними гранями полок принимаем таким же, как в подкрановой ветви (281мм). Толщину стенки швеллера tст для удобства ее соединения встык с полкой надкрановой части колонны принимаем равной 12мм; высота стенки из условия размещения сварных швов hст = 600мм.

Aв2 = Nв2/ ?R? = 1723,72/0,8 ∙ 23 = 93,68см2 (R = 23кН/см2).

Требуемая площадь полок

Ап = (Ав2 - tст hст )/2 =(93,68 – 60∙ 1,2)/2 =10,84см2.

Из условия местной устойчивости полки швеллера

bп/tп? (0,48 +.

Принимаем bп = 12см; tп = 1,2см; Ап = 144см2.

Геометрические характеристики ветви:

Ав2 = (1,2∙60 + 2∙14,4) = 100,8 см2;

z0 = (1,2 ∙60∙ 0,6+ 14,4 ∙ 7,2 ∙ 2)/100,8 = 2,5см;

Ix2 = 1,2∙ 60 ∙ 1,92 + 2 ∙ 1,2 ∙ 123/12 + 14,4 ∙4,72 ∙ 2 = 1118,6см4;

Iy = 1,2∙ 603/12 +14,4 ∙ 27,82 ∙ 2 = 42857,8см4;

ix2 = iy = .

Уточняем положение центра тяжести сечения колонны:

h0 = hн –z0 = 150 – 2,5 =147,5см;

у1 = Ав2h0/(Ав1 + Ав2) = 100,8 ∙ 147,5\(124+100,8)=66,1см;

у2 = 147,5 –66,1 = 81,4 см.

Nв1 = 2102,36∙81,4/147,5 + 92956/147,5= 1790кН

Nв2 = 2102,36 ∙ 66,1/147,5 + 92956/147,5= 1572,4кН.





Проверка устойчивости ветвей:

из плоскости рамы (относительно оси у – у) ly = 630см.

Подкрановая ветвь: ?у = ly/iy =630/16,8=37,5; ?у= 0,906;

? = Nв1/?уАв1 = 1790/(0,906Ч124) = 15,9кН/см22.

Наружная ветвь: ?у = ly/iy =630/15=42; ?у =0,888;

? = Nв2/?уАв2 =1572,4/(0,888Ч100,8)= 17,6кН/см2 < R = 23кН/см2.

Из условия равноустойчивости подкрановой ветви в плоскости и из плоскости рамы определяем требуемое расстояние между узлами решетки:

?х1= lв1/ix1=?y=37,5; lв1=37,5ix1=37,5∙7,19=270см.

Принимаем lв1=200см, разделив нижнюю часть колонны на целое число панелей. Проверяем устойчивость ветвей в плоскости рамы (относительно осей х11 и х22).

Для подкрановой ветви

?х1= 200/7,19 =27,8; ?х = 0,94; ? = Nв1/(?Ав1) = 1790/(0,94∙124) =15,4 кН/см22.

Для наружной ветви

?х1= 200/5,4 =37; ?х = 0,91; ? = Nв1/(?Ав1) = 1572,4/(0,91∙100,8) =17,1 кН/см22.


Расчет решетки подкрановой части колонны.

Поперечная сила в сечении колонны Qmax = -218,58кН.

Условная поперечная сила Qусл.= 0,2А = 0,2(124 + 100,8) = 112,4 кНmax = 218,58кН.

Расчет решетки производим на Qmax.

Усилие сжатия в раскосе

Nр = Qmax/2sin? =218,58/(2∙0,83) = 121,67кН;

Sin? =hн/lp = ? = 560 ( угол наклона раскоса).

Задаемся ?р = 100; ? =0,556.

Требуемая площадь раскоса

Ар.тр = Np/( ?R?) = 131,67/(0,556∙23∙0,75) = 13,73см2; (?=0,75 – сжатый уголок, прикрепленный одной полкой).

Принимаем ∟1000Ч7: Ар=13,8 см2, imin=1,98см.

?max =lр/ imin =180,7/1,98=91,3??=0,616; lр=hн/sin?=150/0,83=180,7см

Напряжения в раскосе: ? =Nр/(?Ар)=131,67/(0,616∙13,8)=15,49кН/см22.

Геометрические характеристики всего сечения:

А=Ав1в2=124+100,8=224,8 см2

Ix1= Ав1y12в2y22=124∙66,12+100,8∙81,42=120968,8 см4

ix = =73,4см; ?х= lx1/ix=1719,9/73,4=23,4

Приведенная гибкость ?пр=

Т. к. ?<60˚, ? 1=27

Ар1=2Ар=2∙13,8=27,6 см2 – площадь сечения откосов по двум граням сечения колонны.



Для комбинации усилий, догружающих наружную ветвь (4 – 4):

N2=2102,36 кН М2=+929,56 кНм



прил.9 : ?е = 0,733 (кН/см2)
Для комбинации усилий, догружающих подкрановую ветвь (3 – 3):

N1=2102,36 кН М1=875,48 кНм



прил.9 : ?е = 0,787 (кН/см2).


2.4. КОНСТРУИРОВАНИЕ И РАСЧЕТ СТУПЕНИ КОЛОННЫ

Расчет комбинации усилий в сечении над уступом:

1) М=+454,91 кНм N=-214,26 кН (1,3,4*)

2) М=-76,68 кНм N=-379,41 кН (1,5)

Давление кранов Dmax=1888,1кН.

Прочность стыкового шва (ш1) проверяем по нормальным напряжениям в крайних точках сечения подкрановой части. Площадь шва равна площади сечения колонны.


1-я комбинация М и N:

наружная полка:

внутренняя полка:

2-я комбинация М и N:

наружная полка:

внутренняя полка:

Толщина стенки траверсы – из условия смятия:

; lсм=bор+2tпл=30+4=34см.

(bор=30см, tпл=2см, Rсм=350МПа=35кН/см2)

Принимаем tтр=1,8см.

Усилие во внутренней полке верхней части колонны (2 комбин.):

кН.

Длина шва крепления вертикального ребра траверсы к стенке траверсы (ш2)

, где Ryссв=162МПа=16,2кН/см2 – условное расчетное сопротивление срезу металла границы сплавления шва.

Принимаем полуавтоматическую сварку проволокой марки Св-0,8А, d=1,4…2мм, ?ш=0,9 – коэффициенты глубины проплавления шва.

Назначаем kш=6мм. ?ушсв= ?уссв=1 – коэффициенты условий работы сварного соединения. Ryшсв=180МПа=18кН/см2 – условное расчетное сопротивление срезу металла шва.

?ш∙ Ryшсв ∙ ?ушсв=0,8 ∙18=16,2< ?с∙ Ryссв ∙ ?уссв=1,05∙16,2=17,01 кН/см2.

см<85?ш∙kш=85∙0,9∙0,6=46см.

Расчет крепления траверсы к подкрановой ветви (ш3).

N=379,41кН М2=367,78кНм (сочет. 1,2,3,4(-),5)

кН

Требуемая длина шва:

см<85?ш∙kш=85∙0,9∙0,6=46см.

Из условия прочности стенки подкрановой ветви в месте крепления траверсы определяем hтр (в сечении 1 – 1):

см.

Для двутавра 40Ш1 tств=9,5 мм, Rср=19,55 кН/см2 – расчетное сопротивление срезу.

Принимаем нижний пояс траверсы (конструктивно) – из листа 540Ч12мм, верхние горизонтальные ребра – из 2 листов 120Ч12мм.

Геометрические характеристики траверсы:

см.

Ix=1,2∙58,83/12+58,8∙1,2∙6,93+1,2∙54∙23,12+2∙12∙1,2∙20,72=70607,5см4,

Wmin= Ix/yв=70607,5/36,3=1945,0см3.


Максимальный изгибающий момент в траверсе возникает при второй комбинации:



Максимальная поперечная сила в траверсе с учетом усилия от кранов (сочет. 1,2,5*)


(k=1,2 – коэффициент, учитывающий неравномерную передачу усилия Dmax)

(Rср=14 кН/см2, ?=1,04).
2.5.КОНСТРУИРОВАНИЕ И РАСЧЕТ БАЗЫ КОЛОННЫ

Т. к. hн>1м, проектируем базу раздельного типа.

Расчет комбинации усилий в сечении 4 – 4:

1) М=+452,83 кНм N=-2116,94 кН (для расчета базы наружной ветви)

2) М=-288,46 кНм N=-2116,94 кН (для расчета базы подкрановой ветви)

Нагрузка от снега не учитывается, т. к. М/ hн=11230,9/150=748,6кН>N∙y2/ hн=89,81кН, т. е. снеговая нагрузка разгружает подкрановую ветвь.

Усилия в ветвях колонны: Nв1 = 28846/150 + 2116,94∙81,4/150= 1341кН

Nв2 = 2116,94 ∙ 66,1/150 + 45283/150= 1235кН.


БАЗА НАРУЖНОЙ ВЕТВИ.

Требуемая площадь плиты: см2

(Бетон М150; Rв=0,7 кН/см2;)

По конструктивным соображениям свес плиты с2?4см, тогда В?bk+2c2=56,8+2∙4=57,6 см. Принимаем В=60см.

см. Принимаем L=35см.

Апл.факт=60∙35=2100 см2пл.тр

Среднее напряжение в бетоне под плитой:

Из условия симметричного расположения траверсы относительно центра тяжести ветви расстояние между траверсами в свету: 2(bп+tст-z0)=2(12+1,6-2,5)=22,2 см.

Толщина траверсы 18мм; с1=(35-1,2∙2-22,2)=10,4см.

Изгибающие моменты на отдельных участках плиты:

Участок1 (консольный свес с=с1=10,4см)


Участок2 (консольный свес с=с2=4см)



Участок3 (плита, опертая на 4 стороны, b/a=54,4/12=4,5<2)



Участок4 (плита, опертая на 4 стороны, b/a=54,4/8,6=6,3>2)



Принимаем для расчета Мmax=M3=31,37 кН∙см.

Требуемая толщина плиты:



Принимаем tпл=32мм (с припуском на фрезеровку).

Высота траверсы – из условия размещения шва крепления траверсы к ветви колонны. Полуавтоматическая сварка проволокой марки Св-0,8А, d=1,4…2мм, kш=8мм. Требуемая длина шва:



Принимаем lтр=24см.

Проверка прочности траверсы (прочность шва):
БАЗА ПОДКРАНОВОЙ ВЕТВИ.

Требуемая площадь плиты: см2

В?bk+2c2=56,8+2∙6=58 см. Принимаем В=60см.

см. Принимаем L=40см.

Апл.факт=40∙60=2400 см2пл.тр

Среднее напряжение в бетоне под плитой:

Из условия симметричного расположения траверсы относительно центра тяжести ветви расстояние между траверсами в свету равно 18см.

с1=(40-1,2∙2-22,2) =15,4см.

Изгибающие моменты на отдельных участках плиты:

Участок1 (консольный свес с=с1=15,4см)



Участок2 (консольный свес с=с2=6см)



Участок3 (плита, опертая на 4 стороны, b/a=54,4/30=1,8>2)



Участок4 (плита, опертая на 4 стороны, b/a=54,4/30=1,8>2)


Принимаем для расчета Мmax=M1=66,4 кН∙см.

Требуемая толщина плиты:



Принимаем tпл=45мм (с припуском на фрезеровку).

Высота траверсы – из условия размещения шва крепления траверсы к ветви колонны. Полуавтоматическая сварка проволокой марки Св-0,8А, d=1,4…2мм, kш=8мм. Требуемая длина шва:



Принимаем lтр=26см.

Проверка прочности траверсы (прочность шва):

РАСЧЕТ АНКЕРНЫХ БОЛТОВ БАЗЫ.

Анкерные болты рассчитываются на силу:

- наружная ветвь

? количество болтов n=2 принимаем конструктвно;

- подкрановая ветвь



Требуемая площадь болта:

;

;

Принимаем dанк=36 мм: Аbn=8.16 cм2, глубина заделки 1300 мм.

3.ПРОЕКТИРОВАНИЕ СТРОПИЛЬНОЙ ФЕРМЫ.

3.1. СБОР НАГРУЗОК НА ФЕРМУ

а) Постоянная нагрузка.

Нагрузка от покрытия: g’кр=gкр-ngфон

g’кр=0,95∙1,16=1,1 кН/м2.

Вес бортовой стенки и остекления на единицу длины стенки gб.ст=2кН/м.

Узловые силы:

F1=F2= g’крlВ=1,1∙12∙3=40кН= F3 =F4= F5 =F6=F7

Силы F0 и F8 приложены к колоннам и в расчете не учитываются.

Опорные реакции: FАg= 40∙7/2=140кН.
б) Снеговая нагрузка.

Расчетная нагрузка: p=p0∙n∙c∙?н, (с=1, ?н=0,95), n=1,0;

p=1,2∙0,95∙1=1,14кН/м2.

F=F= F = F = F = F = F =1,14∙0,95∙1=41,04кН;

Опорные реакции: F’Аg= 41,04∙7/2=143,64кН.

Нагрузка от рамных моментов:

1-я комбинация:

М1max= -474,1кН∙м (по сечению 1 – 1 сочетание 1,2,3,4,5*);

М2соот= -85,69+0,9(-93,16-238,44-42+52,04)=-373,29 кН∙м (по сечению 4 - 4 сочетание 1,2,3,4,5*).

2-я комбинация:

М1max= -474,1-(-83,85)=-390,25кН∙м

М2соот= -373,29-(-83,85)=-289,44кН∙

Нагрузка от распора рамы:

1-я комбинация:

Н1=-10,3+0,9(-12,9-126,4-23,47+9,01+11,88) = -128,1кН.

Н2=-10,3+0,9(-12,9-89,36+5,56-11,78+8,91)=-99,9 кН

2-я комбинация:

Н1=-10,3+0,9(-126,4-23,47+9,01+11,88) = -126,4кН

Н2=-10,3+0,9(-89,36+5,56-11,78+8,91)=-88,3 кН


3.2. ПОСТРОЕНИЕ ДИАГРАММЫ МАКСВЕЛЛА-КРЕМОНЫ
Схема приложения опорных моментов и распора



Расчетная схема от постоянной нагрузки


Расчетная схема от снеговой нагрузки

Расчетная схема от единичного момента
Для построения диаграммы единичный момент заменяется парой сил с плечом, равным расчетной высоте фермы на опоре: ,

?z0=100мм – сумма привязок осей поясов таврового сечения к их внешним граням.

Вертикальные опорные реакции фермы:

FA= -FB=M/L=1/23,2=0,043кН.

.


3.3. ПОДБОР СЕЧЕНИЯ СТЕРЖНЕЙ ФЕРМЫ


Элемент

№ стержня

Усилия от постоянной нагрузки

Усилия от снеговой нагрузки

Усилия от опорных моментов

Усилия от распора

Расчетные усилия

nc=1

nc=0,9

S1 от М1=1

S2 от М2=1

S1хМ1

S2хМ2

№ усилий

Растяжение

№ усилий

Сжатие

1





3

4

5

Верхний пояс

В1-1

0

0

0

-0,8229

0

390,14

0

0

3

390,14

 

 

В2-3

-226,5

-232,18

-208,96

-0,8897

-0,8229

-421,84

307,18

0

 

 

1+2а

-458,68

В3-4

В4-6

-310,94

-319,19

-287,27

-0,8897

-0,8897

-421,84

332,12

0

 

 

1+2а

-630,13

В5-7

Нижний пояс

Н-2

123,1

126,36

113,72

0,8897

0,3781

-347,21

-109,44

-126,4

1+2а

249,46

1+3+4+5

-459,95

Н-5

288,58

296,32

266,69

0,8897

0,8897

-347,21

-257,52

-116,87

1+2а

584,9

1+3+4+5

-433,02

Раскосы

1-2

-168,4

-191,36

-172,22

0,05726

-0,05726

-27,20

21,37

0

 

 

1+2б+3

-359,76

2-3

143,85

147,67

132,90

-0,06187

0,06187

30,00

-21,37

0

1+2б+3

291,52

 

 

4-5

-86,34

-88,90

-80,01

0,06187

-0,06187

-30,00

23,09

0

 

 

1+2б+3

-175,24

5-6

29,95

30,72

27,65

-0,06187

0,06187

30,00

-23,09

0

1+2б+3

60,67

 

 

Стойки

3-4

-40

-41,04

-36,94

0

0

0

0

0

 

 

1+2а

-81,04

6-7

-40

-41,04

-36,94

0

0

0

0

0

 

 

1+2а

-81,04



Таблица проверки сечений стержней фермы

элемент

стержень

Расчетное усилие

 

сечение

площадь

lx/ly

ix/iy

лх/лу

{Л}

FMIN

Y

прчность

уст-ть

 

 

растяж.

сжатие

 

 

 

 

 

 

 

 

N/Aнт

N/A*F

верхний

пояс

 

 

B1-1

390,14

 

Тр.168х5


23,6


250/250

-

-



 -



-

-

B2-3

-


-458,68


300/300


5,77


52


120


0,843


1,05


-


21,25<25,2


B3-4

B4-6

-

--630,13

Тр.168х7

35,4

300/300

5,7

52,6/52,6

120

0,839

1,05

-

21,22<25,2

нижний

пояс

Н-2

249,46

-459,95

Тр.194х6

35,4

600/600

6,65

90,3

400

0,612

1,05

-

21,66<25,2

Н-5

584,9

-433,02

Тр.194х4,5

26,8

600/600

6,7

-

-

-

0,95

21,82<22,8

-

РАСКОСЫ

1-2

 -

-359,76

Тр.140х5

21,2

255/386

4,78

53,3

150

0,836

1,05

 -

20,29<25,2

 

2-3

291,52

-

Тр.140х3

12,9

417/417

4,85

-

-

-

0,95

22,6<22,8

 -

 

4-5

 -

-175,24

Тр.140х3

12,9

417/417

4,85

86

150

0,642

1,05

 

21,16<25,2

 

5-6

60,67

 -

Тр.70х1,6

2,7

417/417

2,42

-

-

 

0,95

22,5<22,8

 -

СТОЙКИ

3-4



-81,04

Тр.95х2,5

5,7

232/290

3,27

71/88,7

120

0,622

1,05



22,8<25,2

 

6-7



-81,04

Тр.95х2,5

5,7

232/290

3,27

71/88,7

120

 0,622

1,05



22,8<25,2



3.4. РАСЧЕТ СОЕДИНЕНИЙ СТЕРЖНЕЙ В УЗЛАХ
Для сварки узлов фермы принимаем полуавтоматическую сварку проволокой марки Св-0,8Г2С, d=1,4…2мм, kш.мак=8мм, ?ш=0,9, ?с=1,05, ?у.ш.св= ?у.ссв=1.

Ryшсв ?ш=215∙0,9=193> Ryссв ?с=1,05∙370∙0,45=175. (Ryссв=0,45Rbн – расчетное сопротивление срезу (условному) металла границы сплавления шва).


Таблица расчета швов

№ стержня

сечение

[N]кН

Шов

Nоб, кН

kш, см

lш, см

1 – 2

Тр.140х5

359,76

359,76

0,6

54,44

2 – 3

Тр.140х3

291,52

291,52

0,4

57,3

3 – 4

Тр.95х2,5

81,04

81,04

0,4

30,43

4 – 5

Тр.140х3

175,25

175,25

0,3

57,3

5 – 6

Тр.70х1,6

60,67

60,67

0,3

27,3

6 – 7

Тр.95х2,5

81,04

81,04

0,3

30,43



  1   2


Учебный материал
© bib.convdocs.org
При копировании укажите ссылку.
обратиться к администрации