Реферат: Стальной каркас одноэтажного промышленного здания

Задание на курсовой проект

1.Место постройки г. Москва

2.Длина здания, м

3.Пролет цеха, м

4.Шаг рам, м

5. Данные о крановом оборудовании:

5.1 Тип крана мостовой электрический

5.2 Количество два

5.3 Грузоподъемность 50/12,5

5.4 Отметка головки подкрановогорельса +11.000

5.5 Режим работы средний

6. Колонна ступенчатая

7. Материал несущих конструкций поуказаниям СНиП

8. Здание отапливаемое

9. Стены самонесущие

10. Тип кровли утепленная, по крупнопанельнымплитам

11. Утеплитель минераловатные плиты

12. Марка бетона фундамента

1.Компоновкапоперечной рамы

1.1 Вертикальныеразмеры

Расстояние от головкакранового рельса до низа конструкции покрытия (h2) зависит от высоты крана и определяется как

h2 = (hк+ с) + а = 3150 +100 + 300 = 3550 мм,

где hк – габарит мостового крана,принимаемый по ГОСТу;

с = 100 мм – зазор междуверхней точкой тележки крана и низом ригеля, устанавливается по техникебезопасности;

а = 200 ÷ 400 мм –размер, учитывающий прогиб конструкции покрытия (фермы).

Высота цеха от пола дониза конструкций покрытия

Н = h1 + h2 = 11 + 3,6 = 15,2 м

Габаритный размер Нпринимается кратным 1,8 м при высоте более 10,8 м.

Н = 16,2 м

Увеличенный размер h1 = 12,6 м

Высота верхней частиколонны

hв = hп.б. + hр + h2= 1,5 + 0,2 + 3,6= 5,3 м,

где hп.б. – высота подкрановой балкипредварительно принимаемая равной (1/8 … 1/10)В;

В – пролет балки (шагколонн),

hр – высота кранового рельса, может быть принята впервом приближении равной 200 мм.

Высота нижней частиколонны

hн = Н – hв + hб = 16,2 – 5,3 +0,8 = 11,7 м,

где hб = (600 ÷ 1000) мм – заглублениеопорной плиты базы колонны ниже нулевой отметки пола.

Общая высота рамы от низабаза до низа ригеля

h= hв + hн = 6,1 +11,1 = 17,2 м.

1.2 Горизонтальныеразмеры

В целях унификации,ширины верхней части колонны bв= 1000 мм.

Ширина нижней частиступенчатой колонны

bн = b0+ λ= 500 + 1000 = 1500 мм,

где λ = 1000 мм – расстояние междуразбивочной осью колонны и осью подкрановой балки, для кранов грузоподъемностьюболее 500 кН при отсутствии проходов.

Чтобы кран при движениивдоль цеха не задевал колонну, расстояние

λ ≥ В1 + (bв — b0) + с1 = 350 + (1000 –500) + 75 = 925,

где В1 –расстояние от оси подкрановой балки до торца крана, принимается по ГОСТу;

с1 –минимальный зазор, принимаемый 75 мм для кранов грузоподъемностью более 500 кН.

По соображениям жесткостиbн > 1/20h в обычных зданиях bн > 1/15h в зданиях с тяжелым режимом работы.

В целях экономии металлаколонну делаем сквозную как более экономичную.

1.3 Размерыригеля

Высота трапецеидальнойстропильной фермы на опоре h0принимается 2200 мм при всехпролетах. Уклон кровли i =1:12

Рис.1 (Схема поперечнойрамы)

2. Нагрузки напоперечную раму

2.1 Постоянныенагрузки

2.1.1 Собственныйвес конструкции покрытия

Нормативную нагрузку отсобственного веса стропильной фермы со связями на 1 м2горизонтальной проекции здания можно определить по формуле

qфн = ψф·γф·L = 1,2·6·24 = 172,8 Н/м2,

где γф =6 ÷ 9 – коэффициент веса фермы пролетом L = 24 ÷ 42 м при весе кровли 1,5 ÷4,0 кН/м2;

ψф = 1,2– коэффициент, учитывающий увеличение веса фермы за счет связей.

Вес кровли на 1 м2горизонтальной проекции определяется по формуле

qкр = qкр`/cosα,

где α – угол наклонакровли; при уклонах кровли менее 1/8 можно принимать

cosα = 1.

Таблица1. Постоянныенагрузки от покрытия

Нормативная Коэффициент Расчетная Конструкция покрытия нагрузка, надежности нагрузка кН/м² по нагрузке кН/м² 1. Гидроизоляционный ковер 0,2 1,3 0,26 (4 слоя руберойда) 2. Защитный слой (битумная мастика с 0,42 1,3 0,55 втопленным гравием) γ = 21кН/м²; t = 20 мм 3. Пароизоляция (1 слой руберойда) 0,05 1,1 0,06 4. Утеплитель — минватные плиты 0,16 1,2 0,19 5. Железобетонные плиты покрытия с 1,65 1,1 1,82 заделкой швов — 3х12

qкр` = 0,26 + 0,55 + 0,06 + 1,82 + 0,08 + 0,19 = 2,96 кН/м2.

Расчетную погоннуюнагрузку на ригель рамы определяется по формуле

qп = [qкр + (qфн)γf]В = (2,97 + (0,04+0,173)·1,05)12 = 38,3кН/м, где

γf – коэффициент надежности по нагрузке

В – шаг стропильных ферм.

Опорное расчетноедавление ригеля на колонну от постоянной нагрузки

Nп = qп·L/2 = 38,3·24/2 = 459,9 кН,

где L – пролет рамы.

2.1.2 Собственныйвес колонны

Собственный вес нижнейчасти колонны (от низа базы до центра колонны) условно приложен к низуподкрановой части колонны

Nk,1 = 75 кН.

Собственный вес верхнейчасти колонны условно приложенный к низу над крановой части колонны

Nk,2 = 25 кН

2.1.3 Упрощениерасчетной схемы

Продольная (нормальная)сила в над крановой части колонны от постоянной нагрузки:

Nв = Nп + Nк,2 = 459,9 + 25 = 484,9 кН.

При расчете рамы величинууступа е принимают:

е = (0,45 ÷ 0,55)bн – 0,5bв = 0,5·1,5– 0,5·1,0 = 0,25 м.

Продольная сила Nв создает в нижней части колонны изгибающий момент

Мп = Nв·е = 484,9·0,25 = 121,2 кН·м.

2.2 Снеговаянагрузка

г. Москва находится в III снеговом районе

При статическом расчетерамы снеговую нагрузку на ригель можно принимать равномерно распределенную

qснн = s0·μ = 1,05·1,0 = 1,05,

где s0=1,05 кПа – вес снегового покрова на 1 м2горизонтальной поверхности земли;

μ = 1,0 – коэффициент зависящий отпрофиля и угла наклона кровли.

Расчетная погоннаяравномерно распределенная нагрузка на ригель рамы

qсн= qснн·γf·В = 1,05·1,4·12 = 12,6 кН/м

Величина опорногодавления ригеля на колонну от снеговой нагрузки

Nсн = qсн·L/2 = 12,6·24/2 =151,2кН.

Изгибающий момент отснеговой нагрузки в месте изменения сечения колонны

Мсн = Nсн·е = 151,2·0,25 = 37,8 кН·м.

2.3 Нагрузка отмостовых кранов

2.3.1 Вертикальныенагрузки на раму от колес мостовых кранов

Расчетная вертикальнаянагрузка на колонну рамы является суммой опорных реакций соседних подкрановыхбалок. Для определения этих величин строят линии влияния опорных давленийподкрановых балок и устанавливают два спаренных крана таким образом, чтобыполучить наибольшее значение Dmax, на противоположной колонне рамы

Dmax = ψ·γf·Fmaxн·∑yi + γf·Gп.к.

Dmin = ψ·γf·Fminн·∑yi + γf·Gп.к.,

где ψ = 0,85 коэффициент сочетаний длякранов с режимом работы 7К;

γf = 1,1 – коэффициент надежности понагрузке;

Fmaxн =470кН, Fminн = (50 + 62)/2 – 47 =9т=90 кН ;

∑yi– сумма ординат линий влияния дляопорного давления на колонну;

Gп.к. – вес подкрановых конструкций

Gп.к. = gп.к.·В = 8·12 = 96 кН.

Рис.2 (Линии влиянияопорных давлений подкрановых балок)

∑yi = 2,86

Dmax = 0,85·1,1·470·2,86 + 1,1·96 = 1360кН,

Dmin = 0,85·1,1·90·2,86 + 1,1·96 = 346,3кН.

Ось вертикального сеченияподкрановой балки обычно совпадает с осью подкрановой ветви колонны, т.е.подкрановая балка устанавливается с эксцентриситетом относительно оси колонны.Поэтому в раме от вертикального давления Dmax и Dmin возникают изгибающие моменты Mmax и Mmin, на которые рассчитывается рама.

Mmax = Dmax·ек = 1360·1 = 1360 кН·м,

Mmin = Dmin·ек = 346,3·1 = 346,3кН·м, где

ек = bн – bв/2 – е = 1 м – расстояние от осиподкрановой балки до центра тяжести сечения подкрановой части колонны.

2.3.2 Горизонтальнаянагрузка на раму от колес мостовых кранов

Горизонтальные поперечныенагрузки на раму цеха, возникающие от поперечного торможения тележки крана,определяются при том же расположении кранов, как и для определениявертикального давления.

При расчете рамы считают,что сила поперечного торможения тележки крана распределяется поровну на всеколеса одной стороны крана и через подкрановую балку и тормозные конструкциипередаются на каркас (поперечные рамы) цеха.

Нормативнаягоризонтальная нагрузка на колесо крана

Ткн= 0,5f(Qк + Gт)/n0= 0,5·0,1(500 + 620)/2 = 28 кН, где

f – коэффициент трения при торможениитележки;

Qк – грузоподъемность крана;

Gт – вес тележки крана;

n0– число колес на одной стороне мостового крана.

Расчетные горизонтальныенагрузки на колесо крана

Тmax = ψ·γf·Ткн·∑yi = 0,85·1,1·28·2,96 = 74,9 кН

2.4 Ветровая нагрузка

г. Москва находится во I снеговом районе

Для статического расчетарамы ветровую нагрузку необходимо определять с наветренной стороны (активноедавление) и отсос с противоположной стороны (направление отсоса совпадает с направлениемветра). На колонны рамы давление ветра передается через стеновое ограждение ввиде равномерно распределенной нагрузки, а при наличии стоек фахверка еще идополнительно в виде сосредоточенных сил.

Расчетная величинапогонных равномерно распределенных нагрузок на 1 м высоты рамы от активногодавления с наветренной стороны

qвн = γf·W0·с·k·B.

От отсоса ветра

qвот = γf·W0·с`·k·B, где

γf = 1,4 – коэффициент надежности понагрузке;

W0= 0,23 кПа – нормативный скоростной напор,принимаемый в зависимости от места строительства;

с = 0,8 и с` = — 0,6 –аэродинамические коэффициенты зависящие от конфигурации здания;

k – коэффициент, учитывающий изменениеветрового давления по высоте;

В – шаг рам и ширинарасчетного блока В1 при наличии промежуточных стоек фахверка;

До 5.000 м k = 0,5

qвн = 1,4·0,23·0,8·0,5·12 = 1,16 кН/м;

qвот = 1,4·0,23·0,6·0,5·12 = 0,73 кН/м.

До 16.200 м k = 0,734

qвн = 1,4·0,23·0,8·0,734·12 = 1,8 кН/м;

qвот = 1,4·0,23·0,6·0,734·12 = 1,12 кН/м.

До 10.000 м k = 0,65

qвн = 1,4·0,23·0,8·0,65·12 = 1,5 кН/м;

qвот = 1,4·0,23·0,6·0,65·12 = 0,93 кН/м.

До 10.000 м k = 0,85

qвн = 1,4·0,23·0,8·0,85·12 = 1,97 кН/м;

qвот = 1,4·0,23·0,6·0,85·12 = 1,23 кН/м.

Скоростной напорвозрастает с увеличением высоты. Следовательно, ветровая нагрузка на колоннырамы будет неравномерной. Для упрощения расчета в зданиях высотой более 5 мветровую нагрузку можно заменить эквивалентной равномерно распределенной повысоте колонны. Величину эквивалентной нагрузки можно определить по формуле

qэкв = 2М/h2, где

М – изгибающий момент взащемлении стойки от эпюры фактического ветрового давления

h – высота стойки (колонны).

qэквн = 2·200,1/16,22 = 1,3 кН/м

qэквот = 2·132,1/16,22 = 0,82кН/м.

qсрн =1,89кН/м

qсрот = 1,18 кН/м.

Рис.3 (Неравномерностьветрового давления в пределах высоты шатра)

Ветровая нагрузка,действующая в пределах шатра, заменяется сосредоточенной силой, приложенная науровне низа ригеля рамы.

При наличии промежуточныхстоек продольного фахверка сосредоточенные силы Wн и Wот можно определить по формулам

при одной промежуточнойстойки фахверка

Wн = qсрн·hm= 3,2·1,89 = 6,05 кН

Wот = qсрн·hm= 3,2·1,18 = 3,78 кН

3. Статический расчетрамы

3.1 Составлениетаблицы расчетных усилий

Статический расчетпроизводится методом конечных элементов с использованием программы SCAD «Расчет плоских стержневых систем»

В соответствующие графызаписываем значения внутренних усилий для четырех сечений колонн на уровнях:заделки, верха нижней части колонны, низа верхней части колонны и сопряженияколонны с ригелем.

Таблица 2

№ Схема нагрузки и Вид Коэф. схемы эпюры моментов нагрузки сочет. 1-1 2-2 3-3 4-4 М, кНм N, кН Q, кН М, кНм N, кН М, кНм N, кН М, кНм N, кН 1

Постоян

ная

1 205.7 559.6 20.8 38.1 559.6 159.3 484.6 269.8 484.6 2

Временная

Снеговая на ригель

0,9

68.3

61.5

151.2

136.1

-7.0

-6.3

-14.0

-12.6

151.2

136.1

-51.8

-46.6

151.2

136.1

-89.0

-80.1

151.2

136.1

3 Ветровая 1 192.0 4.3 25.2 12.8 4.3 12.8 4.3 47.4 4.3

(слева

направо)

0,9 172.8 3.9 22.7 11.5 3.9 11.5 3.9 42.7 3.9 3` Ветровая 1 178.1 4.3 20.7 -7.8 4.3 -7.8 4.3 -55.1 4.3

(справа

налево)

0,9 160.3 3.9 -18.6 -7.0 3.9 -7.0 3.9 -49.6 3.9 4

Попереч-

ное тор-

можение

кранов

(на лев.ст)

0,9

441.3

397.2

5.6

-49.3

-44.4

-135.4

-121.8

5.6

-135.4

-121.8

5.6

0.4

0.36

5.6

Попереч-

ное тор-

можение

кранов

(на пр.ст)

0,9

-301

-270.9

5.6

-25.6

-23

-1.3

-1.2

5.6

-1.3

-1.2

5.6

134.4

121

5.6

Вертика-

льное

давление

кранов

(тележка

слева)

0,9

-59.8

-53.8

1346.8

1212.1

-74.9

-67.4

-936.8

-843.1

1346.8

1212.1

423.2

380.9

13.2

11.9

25.9

23.3

13.2

11.9

Вертика-

льное

давление

кранов

(тележка

слева)

0,9

637.3

573.6

359.5

323.6

-74.9

-67.4

-239.5

-215.6

359.5

323.6

106.6

95.9

13.2

11.9

-290.8

-261.7

13.2

11.9

3.2 Составлениетаблицы сочетания усилий

Таблица 3

Коэф.

сочет.

Обозначение

данных

1- 1 2- 2 3- 3 4- 4 М, кНм N, кН Q, кН М, кНм N, кН М, кНм N, кН М, кНм N, кН Номер схем 1,3* 1,3 загружения 1 усилия 383,8 563,9 -41,5 -25,3 563,9 Номер схем 1,23*,4,5* 1,3,4,5* загружения 1398,3 1028,2 -157,5 -173,7 505,4 0,9 усилия Номер схем 1,3 1,4,5 1,3* 1,3* загружения 1 усилия 13,7 563,9 4,4 -1110,3 1912 -167,1 489 -324,9 489 Номер схем 1,3,4,5 1,2,3*,4,5 1,2,3* 1,2,3*,4*,5* загружения 0,9 усилия 376,3 1780,6 -109,9 -1022,6 1916,7 -212,9 624,6 -540,2 641,5 Номер схем 1,4,5 1,3 загружения 1 усилия 587,2 1912 -1,45 -25,3 563,9 Номер схем 1,2,3*,4,5 1,3,4,5* загружения 770,9 1916,7 -157,5 -173,7 505,4 0,9 усилия Номер схем 1,3 1,4,5 1,2 1,2 загружения 1 усилия 13,7 563,9 4,4 -1110,3 1912 -211,1 635,8 -358,8 635,8 Номер схем 1,3,4,5 1,2,3*,4,5 1,2,3* 1,2,3*,4*,5* загружения 0,9 усилия 376,3 1780,6 -109,9 -1022,6 1916,7 -212,9 624,6 -540,2 641,5

4. Расчет и конструированиеподкрановой балки

4.1 Нагрузки наподкрановую балку

Наибольшее вертикальноеусилие на колесе

Fmaxн = 470 кН.

Вес тележки и крана

G = 620 кН

Тип кранового рельса

КР-100

Нормативнаягоризонтальная нагрузка на колесо крана

Ткн= 0,5f(Qк + Gт)/n0= 0,5·0,1(500 + 620)/4 = 28 кН

Расчетные значения усилийна колесе крана определяем с учетом коэффициента надежности по назначениюγн = 0,95

Fк = γн·n·nc·k1·Fкн = 0,95·1,1·0,95·1,1·380 = 380,4 кН;

Tк = γн·n·nc·k2·Tкн = 0,95·1,1·1·0,95·28 = 28 кН.

4.2 Определениерасчетных усилий

Максимальный моментвозникает в сечении, близком к середине пролета. Загружаем линию влияниямомента в среднем сечении, устанавливая краны невыгоднейшим образом.

Расчетный момент отвертикальной нагрузки

Мх = α·М= 1,05·2143 = 2250,5 кН·м, где

Мy = М(Tk/Fk) = 342 кН·м, где

α = 1,05 – учитываетвлияние собственного веса подкрановых конструкций и временной нагрузки натормозной площадке.

Расчетный момент отгоризонтальной нагрузки

М = Тк·∑уi = 2143 кН·м.

Для определениямаксимальной поперечной силы загружаем линию влияния поперечной силы на опоре.

Расчетные значениявертикальной и горизонтальной поперечных сил:

Qх = α·Fк·∑уi = 685,6 кН·м, где

4.3 Подбор сечениябалки

Принимаем подкрановуюбалку симметричного сечения с тормозной конструкцией в виде листа из рифленойстали t = 6 мм и швеллера № 36.

Значение коэффициентаβ определим по формуле

β = 1 + 2(Му/Мх)·(hб/hт) = 1 + 2(342/2250,5)·(1,5/1,5) = 1,3,

где hб ≈ l/8 = 12/8 = 1,5 м – высота балки;

hт = hн = 1,5 м – ширина сечения тормознойконструкции.

Wхтр = Мх·β/γ·R = 2250,5·1,3/1,05·260 = 10716,7 см3.

Задаемся tст = 10

Оптимальная высота балки

hопт = k√(Wхтр/ tст) = 1.1√(10716.7/10) = 114 см.

Минимальная высота балки:

hmin = 5/24(γ·R·l)/(β·E)·(l/f)·(Мн/Мх)

= 5/24(26·1200·600·121600)/(1,3·2,06·104·214300)= 83 см,

где Мн –момент от загрузки балки одним краном при n = 1,0.

[l/f] = 1/600 – длякранов среднего режима работы;

Принимаем hб = 130 см.

Задаемся толщиной полок

tп = 2.5 см, тогда hст = hб — 2·tп = 130 – 2.5·2 = 125 см.

Из условия среза стенкисилой Qx

tст ≥ (1,5·Qx)/(hст·Rст) = (1,5·685,6)/(130·150,8) = 0,6 см.

Принимаем стенку толщиной1,0 см,

Размеры поясных листовопределяем по формулам:

Iхтр = Wхтр·hб/2 = 10716,7·130/2 = 696585,5 см4;

Iст = tcт·hст3/12 = 1,0·1253/12 = 162760 см4;

Ап.тр = (Iхтр — Iст)/(2·((hст + tп)/2))2= 2·(533825)/ (127,5/2)2= 66 см2

Принимаем пояс из листасечения 25х30 мм, Ап = 75 см2.

Устойчивость поясаобеспечена т.к.

bсв/t = (bп – tст)/4·tп = (30 – 1)/4·2,5 = 2,9 < 0,5√(E/R) = 0,5√(2,06·104/23) = 15,1

Рис.4 (Сечение балки)

4.4 Проверка прочностисечения

Определяем геометрическиехарактеристики принятого сечения.

Относительно оси Х – Х:

Ix = (tст·hcт3)/12 + 2·bп·tп(hcт/2+ tп/2)2 = 162760 + 609609 = 772369 см4,

WхА = 2·Ix/hб =11882,6 см3.

Геометрическиехарактеристики тормозной балки относительно оси У – У(в состав тормозной балкивходят верхний пояс, тормозной лист и швеллер): расстояние от оси подкрановойбалки до центра тяжести сечения

х0= (0,6·123·72,5+ 53,4·144,3)/(0,6·123 + 53,4 + 2·30) = 70 см;

Iу = 0,6·1233/12 + 0,6·123(72,5 – 70)2+ 53,4(144,3 – 70)2 + 40·702 + 2·403/12 =594965см4

WуА = 2·Iу/хА = 2·594965/85 = 13999см3,

где хА = х0+bп/2 = 70 + 15 = 85 см — расстояние от центра тяжестидо наиболее напряженной точки «А» верхнего пояса подкрановой балки.

Проверим нормальныенапряжения в верхнем поясе

σхА=Мх/WхА+Mу/WуА=214300/11882,6+15050/13999=19,1кН/см2< R = 23кН/см2

Прочность стенки надействие касательных напряжений на опоре обеспечена, так как принятая толщинастенки больше определенной из условия среза.

Жесткость балки такжеобеспечена, так как принятая высота балки hб > hmin.

Проверим прочность стенкибалки от действия местных напряжений под колесом крана

σму =γ·Fк/tст·l0= 1,1·380/1·43,6 = 10,1 кН/см2 < R = 23 кН/см2,

где γ = 1,1 –коэффициент увеличения нагрузки на колесе, учитывающий возможноеперераспределение усилий между колесами и динамический характер нагрузки;

l0= c3√(Iп1/tст) = 3,253√(2903/1) =43,6

Iп1 = Iр + bп·tп3/12= 2864,73 + 30·2,53/12 = 2903 см4,

где Iр = 2864,73 – момент инерции рельса КР-100;

с = 3,25 – коэффициентподатливости сопряжения пояса и стенки для сварных балок.

5. Расчет иконструирование колонны

5.1 Исходные данныедля проектирования колонны

Таблица 4

1- 1 2 -2 3- 3 4- 4 M N Q M N M N M N 1398,3 1028,2 -157,5 -1110 1912 -211 641 -540 641 770,9 1916,7 -157,5 -1022 1916

5.2 Определениерасчетных длин колонны

Расчетные длины дляверхних и нижних частей колонны определяются по формулам:

lx1 = μ1·l1 и lx2= μ2·l2

Так как Нв/Нн= l2/l1 = 5,3/11,7 = 0,45;

Nн/Nв = 1916,7/635,5 = 3,02 ≥ 3,

значения μ1и μ2 определим по таблице.

В однопролетной раме сжестким сопряжением ригеля с колонной верхний конец колонны закреплен только отповорота: μ1 = 2; μ2 = 3.

Таким образом, для нижнейчасти колонны lx1 = μ1·l1 = 2·117 = 2340 см; для верхней lx2 = μ2·l2 = 3·530 = 1590 см.

Расчетные длины изплоскости рамы для нижней и верхней частей равны соответственно: ly1 = Нн = 1170 см; ly2 = Нв – hб = 400 см.

5.3 Подбор сеченияверхней части колонны

Сечение верхней частиколонны принимаем в виде сварного двутавра высотой hв = 1000 мм.

Определяем требуемуюплощадь сечения:

Для симметричногодвутавра ix ≈ 0,42h = 0,42·100 = 42 см;

ρх ≈ 0,35h = 0,35·100 = 35 см;

λх`=(lx2/ix)√(R/E) = (1590/42)√(21,5/2,06·104)= 1,223

mх = ех/ρх = М/(N·0,35h) = 540/(640·0,35·100) = 2,4

Значение коэффициентаη определим по приложению 10. Примем в первом приближении Ап/Аст= 1, тогда

η = (1,9 –0,1mx) – 0,02(6 – mx)λx = (1,9 – 0,1·2,4) – 0,02(6 –2,4)1,223 = 1,57;

m1x = η·mx = 1,57·2,4 = 3,8

По приложению

λх`= 1,223и m1x = 3,8; φвн = 0,29;

Атр = Nв/φвн·R = 641/0,29·21,5 = 105 см2.

Компоновка сечения:

высота стенки hст = hв — 2·tп = 100 — 2·1 = 98 см,

где предварительнопринимаем толщину полок tп = 1,0 см.

При m > 1 и λ` > 0,8 из условияместной устойчивости

hст/tст ≤ (0,9 + 0,5λ`)√(E/R) = (0,9 + 0,5·1,223)√(2,06·104/21,5)= 47

tст = 98/47 = 2,1 см.

Поскольку сечение с такойстенкой неэкономично, принимаем tст = 1 см и включаем в расчетнуюплощадь сечения колонны два крайних участка стенки шириной по:

0,85tст·√(E/R) = 0,85·1√(2,06·104/21,5)= 26,3 см.

Требуемая площадь полки

Ап.тр = (Атр — 2·0,85tст2·√(E/R))/2=(105 — 2·0,85·12·√(2,06·104/21,5))/2= 28 см2.

Из условия устойчивостиверхней части колонны из плоскости действия момента ширина полки bп ≥ ly2/20

Из условия местнойустойчивости полки

Принимаем bп = 28 см; tп =14 см Впоследующем примем bп = 34 см, т.к. пояса фермы получились32 и 30 см.

Рис.5 (Сечение верхнейчасти колонны)

bсв/tп ≤ (0,36 + 0,1λх)√(E/R) = (0,36 + 0,1·1,223)√(2,06·104/21,5) = 15,

где bсв = (bп – tст)/2 = (28 – 1)/2 = 13,5

Aп = 28·1 = 28 см2 ≥ Ап.тр =28 см2

bсв/tп = 13,5/1 = 13,5 < 15,5

Геометрическиехарактеристики сечения.

Полная площадь сечения

А0= 2·28·1 + 1·98= 154 см2;

Расчетная площадь сеченияс учетом только устойчивой части стенки:

А = 2·28·1 + 2·0,85tст2·√(E/R) = 56 + 53 = 109 см4;

Ix = 1·983/12 + 2·28·1[(100– 1)/2]2 = 215647 см4;

Iу = 2·1·283/12 = 3658,7 см4;

Wx = 215647/50 = 4401 см3;

ρх = Wx/А0= 4401/154 = 28,6 см;

ix = √(Ix/А0) = √(215647/154)= 37,4 см;

iу = √(Iу/А0)= √(3658,7/154) = 4,9 см.

Проверка устойчивостиверхней части колонны в плоскости действия момента:

λх = (lx2/ix) = 1590/37,4 = 42,5;

λх`= (lx2/ix)√(R/E) = 42,5√(21,5/2,06·104) = 1,3;

mх = М/(N·ρх) = 540/(641·28,6) = 3;

Ап/Аст= 1·28/(1·98) = 0,29

Значение коэффициентаη определяем

η = (1,45 –0,05mx) – 0,01(5 – mx)λx = (1,45 – 0,05·3) – 0,01(5 –3)1,3 = 1,27;

m1x = η·mx = 1,27·3 = 3,8

φвн = 0,291;

σ = Nв/(φвн·А) = 641/(0,29·109) = 20,21 кН/см2 < R = 21,5 кН/см2

Недонапряжение составляет:

(21,5 – 20,21)100/21,5 = 3,7%< 5%.

Проверка устойчивостиверхней части колонны из плоскости действия момента:

λх = 400/4,9= 81,6; φ = 0,725.

Для определения mx найдем максимальный момент в среднейтрети расчетной длины стержня:

Мх1/3= М2 + (М1 – М2)(l2 – ly2/3)/l2 =

= — 211,1 + ((-540,2) –(-211,1))(5,3 – 4/3)/5,3 = -275,3 кН·м.

По модулю Мх ≥Mmax/2 = 540/2 = 270 кН·м;

mx= MxA/NWx = 27530·109/640·4401 = 1,1;

при mx≤ 5 коэффициент с = β/(1 +α·mx)

Значения α и βопределим по приложению 11:

λу = 81,6< λс = 3,14·√(E/R) = 3,14·√(2,06·104/21,5) = 97,34

β = 1,0; α =0,65 + 0,05mх = 0,65 + 0,05·1,1 = 0,71;

с = 1,0/(1 + 0,71·1,1) =0,56

Поскольку hст/tст = 98/1 = 98 < 3,8√(E/R) = 3,8√(2,06·104/21,5)= 116; в расчетное сечение включаем всю часть стенки;

σ = Nв/(с·φу·А) = 640/(0,56·0,725·154) = 10,2кН/см2 < R =21,5 кН/см2

5.4 Подбор сечение нижнейчасти колонны

Сечение нижней частиколонны сквозное, состоящее из двух ветвей, соединенных решеткой. Высотасечения hв = 1500 мм. Подкрановую ветвь колонны принимаем изширокополочного двутавра, наружную – составного сварного сечения из трехлистов.

Определим ориентировочноеположение центра тяжести.

Принимаем z0 =5см;

h0= h – z = 150 – 5 = 145 см;

у1 = ‌‌‌‌‌‌‌‌‌(│М2│h0)/(│М1│+│М2│)= (770,9·145)/(770,9 + 1110) = 59,4 см;

у2 = h0 — у1 = 145 – 59,4 = 85,6 см.

Определим усилия в ветвяхв подкрановой

Nв1 = 1912·85,6/145 + 111000/145 = 1894,3кН;

в наружной ветви

Nв2 = 1916,7·59,4/145 + 77090/145 = 1316,8кН.

Определим требуемуюплощадь ветвей и назначим сечение:

Для подкрановой ветви:

Ав1 = Nв1/φ·R·γ; задаемся

φ = 0,8; R = 225 МПа (фасонный прокат),

тогда

Ав1= 1894,3/0,8·22,5= 105,2 см2.

По сортаменту подбираемдвутавр

№55 (Ав1 = 118см2; ix = 3,39см;iу=21,8см).

Для наружной ветви:

Ав2 = Nв2/φ·R·γ; задаемся φ = 0,8; R = 215 МПа (листовой прокат),

тогда

Ав2= 1316,8/0,8·21,5= 76,6 см2.

Для удобства прикрепленияэлементов решетки просвет между внутренними гранями полок принимаем таким же,как в подкрановой ветви (564 мм). Толщину стенки швеллера tст для удобства ее соединения встык сполкой надкрановой части колонны принимаем равной 10 мм; высота стенки изусловия размещения сварных швов hст = 600 мм.

Требуемая площадь полок:

Ап = (Ав2 — tст·hст)/2 = (76,6 – 60·1)/2 = 8,3 см2;

Из условия местнойустойчивости полки швеллера

bп/tп ≤ (0,38 + 0,08λ`)√(E/R) ≈ 15.

Принимаем bп = 9 см; tп = 1 см; Ап= 9 см2.

Рис.6 (Сечение нижнейчасти колонны)

Геометрическиехарактеристики ветви:

Ав2 = (1·60 +2·9) = 78 см2;

z0= (1·60·0,5 + 9·5,5·2)/78 = 1,65 см;

Iх2 = 1·60·1,152 + 2·1·93/12+ 9·3,852·2 = 467,7 см4

Iу2 = 1·603/12 + 9·272·2= 31122 см4.

iх2 = √(Iх2/А0) = √(467,7/78) = 2,5 см;

iу2 = √(Iу2/А0) = √(31122/78) = 20 см.

Уточняем положение центратяжести колонны:

h0= h – z = 150 – 1,65 = 148,35 см;

у1 = Ав2h0/(Ав1 + Ав2) = 78·148,35/(78 + 118)= 59 см;

у2 = 148,35 – 59= 89,35 см.

Отличия от первоначальнопринятых размеров мало, поэтому усилия в ветвях не пересчитываем.

Проверка устойчивостиветвей: из плоскости рамы (относительно оси У-У).

Подкрановая ветвь:

λу =lу/iу = 1170/21,8 = 53,7; φу= 0,8;

σ = Nв1/(φу·Ав1) = 1894,3/(0,8·118) =20,1 кН/см2 < R = 22,5кН/см2

Наружная ветвь

λу =lу/iу = 1170/20 = 58,5; φу= 0,83;

σ = Nв1/(φу·Ав1) = 1316,8/(0,83·78,0)= 20,7 кН/см2 < R =21,5 кН/см2.

Из условияравноустойчивости подкрановой ветви в плоскости и из плоскости рамы определяемтребуемое расстояние между узлами решетки:

λх1 = lв1/iх1 = λу = 53,7;

lв1 = 53,7·iх1 = 53,7·3,39 = 1,82 см.

Принимаем lв1 = 180 см.

Проверяем устойчивостьветвей в плоскости рамы (относительно осей Х1-Х1 и Х2-Х2).

Для подкрановой ветви

λх1 =180/3,39= 53,1; φх = 0,83;

σ = Nв1/(φу·Ав1) = 1894,3/(0,83·118)= 19,3 кН/см2 < R =22,5 кН/см2

Наружная ветвь

λх2 = 180/2,5= 72; φу = 0,78;

σ = Nв1/(φу·Ав1) = 1316,8/(0,78·78) =21,4 кН/см2 < R =21,5 кН/см2.

Расчет решеткиподкрановой части колонны. Поперечная сила в сечении колонны Qmax = 157,5 кН.

Условная поперечная сила

Qусл. = 7,15·10-6(2330 – Е/R)(N/φ); при

R = 22…23 кН/см2

Qусл. ≈ 0,2А = 0,2(118 + 78) = 39,2кН < Qmax = 157,5 кН.

Расчет решетки проводимна Qmax

Усилия сжатия в раскосе

Nр = Qmax/2sinα = 157,5/2·0,86= 91,6 кН;

α = 60° — уголнаклона раскоса.

Задаемся λр= 100; φ = 0,56.

Требуемая площадь раскоса

Ар.тр = Nр/(φRγ)= 91,6/0,56·22,5·0,75) = 9,7 см2;

Принимаем ∟80х7 (Ар= 10,8 см2; imin = 1,58)

λmax = lp/imin = 175/1,58 = 110,7; φ = 0,54

где lp = hн/sinα =150/0,85 = 176 см.

Напряжение в раскосе

σ = Nр/(φ·Ар)= 91,6/(0,54·10,8) = 15,7 кН/см2 < R·γ = 22,5·0,75 = 16,9 кН/см2.

Проверка устойчивостиколонны в плоскости действия момента как единого стержня.

Геометрическиехарактеристики всего сечения

А = Ав1 + Ав2= 118 + 78 = 196 см2;

Iх = Ав1у12+Ав2у22 = 118·592 + 78·89,352= 1033464,96 см4;

ix = √(Ix/А) = 72,6 см;

λх = lх1/iх = 2340/72,6 = 32,23.

Приведенная гибкость

λпр = √(λх2+ α1А/Ар1) = √(32,232 + 27·196/21,6)= 35,8,

где α1 =27 – коэффициент, зависящий от наклона раскосов;

при α = 45…60°;

Для комбинации усилийдогружающих подкрановую ветвь N2 = 1916,7 кН;

М2 = 770,9кН·м;

λпр`= λпр√(R/E) = 35,8√(21,5/2,06·104) = 1,16.

m = (МА(у2 + z0))/(NIx) = (770,9·196(91)/(1916,7·1033464,96) = 0,69

φвн = 0,57;

σ = N1/(φвн·А) = 1916,7/(0,57·196) = 17,2 кН/см2< R·γ = 21,5 кН/см2.

Для комбинации усилийдогружающих подкрановую ветвь N1 = 3299 кН;

М2 = -1156кН·м;

m = (МАу1)/(NIx) = (1110·196·59)/(1912·1033464,96) =0,65

φвн = 0,56;

σ = N1/(φвн·А) = 1912/(0,56·196) = 17,4 кН/см2< R·γ = 22,5 кН/см2.

Устойчивость сквознойколонны как единого стержня из плоскости действия момента проверять не нужно,так как она обеспечена проверкой устойчивости отдельных ветвей.

5.4 Расчет иконструирование узла сопряжения верхней и нижней частей колонны

Расчетные комбинацииусилий в сечении над уступом:

1) М = -212,9 кН·м; N = 624,6 кН;

Давление кранов Dmax = 1360 кН.

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

наружная полка

σ = N/A0+ │M│/W = 624,6/154 + 21290/4401 = 8,9 кН/см2<Rсв = 21,5кН/см2.

внутренняя полка

σ = N/A0 — │M│/W = 624,6/154 — 21290/4401 ≈ 0.

Толщину стенки траверсыопределяем из условия смятия:

tтр ≥ Dmax/(lсмRсм.тγ) = 1360/(34·35) = 1,1 см,

где lсм = b0p+ 2tпл = 30 + 2·2 = 34 см;

b0p= 30 см;

принимаем tпл = 2 см;

Rсм.т = 350 МПа.

Принимаем tтр = 1,2 см.

Рис.7 (Конструктивноерешение узла сопряжения верхней и нижней частей колонны)

Усилие во внутреннейполке верхней части колонны (2-я комбинация)

Nп = N/2 + М/hв = 624,6/2 + 21290/100 = 525,2 кН.

Длина шва креплениявертикального ребра траверса к стене траверсы (ш2):

lш2 = Nп/4kш(βRусвγусв)minγ.

Применяяполувтоматическую сварку проволокой Св-08А, d = 1,4…2 мм, βш = 0,9; βс =1,05. Назначаем kш = 8 мм; γушсв= γуссв = 1; Rушсв = 180 МПа; Rуссв = 165 МПа.

βшRушсвγушсв =0,9·18 = 16,2 < βсRуссвγуссв =1,05·16,5 = 17,3 кН/см2;

lш2 = 525,2/4·0,6·16,2 = 13,5 см

lш2 < 85βшkш = 85·0,9·0,6 = 45,9 см.

В стенке подкрановойветви делаем прорезь, в которую заводим стенку траверсы

Для расчета шва креплениятраверсы к подкрановой ветви (ш3) составляем комбинацию усилий, дающихнаибольшую опорную реакцию траверсы. Такой комбинацией будет N = 635,8 кН; М = -211,1 кН·м.

F = Nhв/2hн – М/hн + Dmax0,9 = 635,8·100/2·150 –(-211,1)/150 + 1360·0,9=1437,3кН

Требуемая длина шва

lш3 = F/4kш(βRусвγусв)minγ = 1437,3/4·0,6·16,2 = 37 см

lш3 < 85βшkш = 85·0,9·0, = 45,9см.

Из условия прочностистенки подкрановой ветви в месте крепления траверсы определяем высоту траверсы hтр:

hтр ≥ F/2tст.вRсрγ = 1437,3/2·1,1·13,0 = 50,3 см,

где tст.в = 1,1 мм –толщина стенки I №55;

Rср = 130 МПа – расчетное сопротивлениесрезу фасонного проката.

Принимаем hтр = 60 см.

Проверим прочностьтраверсы как балки нагруженной силами М, N и Dmax.

Нижний пояс траверсыпринимаем конструктивно из листа 600х12 мм, верхние горизонтальные ребра 160х12мм.

Найдем геометрическиехарактеристики траверсы.

Положение центра тяжестисечения траверсы:

ун = (2·16·1,2·44,4+1,2·58,8·30,6+ 1,2·42·0,6)/(2·16·1,2 +68,8·1,2 +1,2·42)=24,4см;

Ix = 1,2·58,83/12 + 58,8·1,2·5,22+ 1,2·42·23,82 + 2·18·1,2·202 = 68871 см4;

Wmin = Ix/ув = 68871/25,4 = 1945,5см3.

Максимальный изгибающиймомент возникает при 1-й комбинации усилий:

Мтр = Fтр1(hн – hв) = (-М/ hн + (Nhв)/2hy)(hн – hв) = (21200/150 + 624,6·100/300)х(150– 100) = 17476,7 кН·см;

σтр = Мтр/Wmin = 17476,7/1945,5 = 8,98 кН/см2 < R = 21,5 кН/см2.

Максимальная поперечнаясила в траверсе с учетом усилий от кранов:

Qmax = Nhв/2hн – М/hн + kDmax0,9/2 =505,4·100/2·150 – (-17300)/150 +

+ 1,2·1360·0,9/2 = 1018,4кН,

где k = 1,2 – коэффициент учитывающийнеравномерную передачу усилий от Dmax.

τтр = Q/tтрhтр = 1018,4/1,2·60 = 14,2 кН/см2 >Rср = 12,5 кН/см2.

Тогда принимаем hтр = 70 см, ун =30см

Ix = 104400 см4;

Wmin = Ix/ув = 2610 см3.

τтр = Q/tтрhтр = 1018,4/1,2·70 = 12,1 кН/см2 >Rср = 12,5 кН/см2.

5.6 Расчет иконструирование базы колонны

Ширина нижней частиколонны превышает 1 м, поэтому проектируем базу отдельного типа.

Расчетные комбинации внижнем сечении колонны

1) М = -1028,2 кН·м; N = 1398,3 кН;

2) М = -1916,7 кН·м; N = 770,9 кН;

Правая база

Определим усилия в ветвяхколонны:

Nв1 = -139850/148,4 – 1028,2·89,4/148,4= -1675,1 кН;

Nот = 0 кН.

База внутренней ветвипринимается конструктивно 700х400х25.

Напряжение смятия

σсм = Nв1/Апл.факт = 1675/0,7*0,4 =0.6 кН/cм2<R=0.84 кН/cм2

M= σсмb2/2=6*0.092/2=0.0243МНм

σсм = Nв1/Апл.факт = 1675/0,0118 =142 МПа<R=314МПа

lш3 = F/4kш(βRусвγусв)minγ = 44 см

Левая база

Определим усилия в ветвяхколонны:

Nв1 = 139850/148,4 – 1028,2·59/148,4 =533,5 кН;

Nот = 77090/148,4 – 119167·59/148,4 =242,5 кН.

База внутренней ветвипринимается конструктивно 700х300х25.

hтр=0,5335/4*0,7*0,008*147=0,162м

Принимаем hтр=30см

Fб = 0,5335/4*186=7,2 Принимаем четыре болта диаметром36мм.

Nб=0,25*0,5335=0,133

M=0,133*0,005=0,0067

Сечение плитки 180х40

Отверстия диаметром 40мм

Wпл=(18-4)*42/6=37,3см3

σ=0,0067/0,0000365=179,6МПа<R=206МПа

Рис.8 (К расчету базыколонны)

6. Расчет иконструирование стропильной фермы

6.1Сбор нагрузок на ферму

Нагрузка от покрытия

qкр` = 35,6 кН/м.

Узловые силы:

Узловые силы F= qкр`Bd = 106,8кН;

F0,F9 — прикладываются к колоннам, поэтомув расчете фермы они не учитываются.

Рис.9 (Схема постояннойнагрузки)

Снеговая нагрузка.

Рис.10 (Схема снеговойнагрузки)

Расчетная нагрузка:

р=р0×n×c×gн= 12,6; с = 1 так как α < 25°

Узловые силы:

F÷ F= 12,6*3 = 37,8 кН.

Нагрузки от рамныхмоментов:

М1 max = — 540 кН·м; М2соот = 284,9кН·м

Рис.11 (Схема приложенияопорных моментов и распора)

Реакции распора

Н1 =136,1 кН

Н2 = 116,2 кН

6.2 Расчет усилий встержнях фермы

Таблица 5

Элемент № стержня Постоянная нагрузка Снеговая нагрузка Момент Распор Расчетные усилия Растяжение Сжатие Нижний пояс 1-2 457,7 162 213,3 -116,2 2-3 814,6 288,3 154,9 -116,2 1257,8 -116,2 3-4 814,6 288,3 132,6 -116,2 4-5 457,7 162 133 -116,2 Верхний пояс 6-7 -253,3 7-8 -714,5 -252,9 -181,99 8-9 -714,5 -252,9 -181,99 9-10 -803,8 -284,5 -133 -1149,4 10-11 -803,8 -284,5 -133 -1221,3 11-12 -714,5 -252,9 -133,2 12-13 -714,5 -252,9 -133,2 13-14 -133,6 Стойки 2-8 -106,8 -37,8 -144,6 3-10 26,7 9,45 22,1 58,2 4-12 -106,8 -37,8 -144,6 1-6 -21 -21 5-14 -11,1 -11,1 Раскосы 1-7 -591 -209,2 50,5 50,5 -809,2 7-2 328,3 116,2 -41,2 444,5 -41,2 2-9 -143,8 -50,9 37,2 37,2 -194,7 9-3 -19,0 -6,7 -31,3 -57 3-11 -19,0 -6,7 -0,2 -25,9 11-4 -143,9 -50,9 0,2 0,2 -194,6 4-13 328,3 116,2 -0,2 444,5 -0,2 13-5 -591 -209,2 0,25 0,25 -168,2

6.4 Расчет сварныхшвов прикрепления раскосов и стоек к фасонкам и поясам фермы

Для сварки узлов фермыприменяем полуавтоматическую сварку проволокой Св-08Г2С d=1,4-2мм; kш мах=8мм; βш = 0,9; βс = 1,05.Назначаем γушсв = γуссв=1; Rушсв = 180 МПа; Rуссв = 165 МПа.

βшRушсв = 0,9·2,15 = 1,93 > βсRуссв = 0,45·370·1,05 = 1,75;

Несущая способность швовопределяются прочностью по границе сплавления

(βсRусвγусв)min=175МПа=17,5 КН/см2

lш=(N/2kш*175)+1

еще рефераты

Еще работы по строительству

Реферат по строительству

Стальной открытый навес в г. Темрюке

1 Сентября 2013

Реферат по строительству

Стальные конструкции - столетие каркасного строительства из стали

25 Июня 2015