Постоянные расчетные нагрузки
1. Равномерно распределенная нагрузка на 1м от веса покрытия здания:
q= q’*В = 2,39*6 = 14,34 кН/м;
где В – шаг колонн.
Опорное давление ригеля
Fq = q*L/2 = 14,34*27/2 = 193,59 кН
2. Постоянная нагрузка от стеновых панелей, ригелей и переплётов остекления на уровне ступени колонны приведена в табл. 4.19.
При одной ленте остекления
кН
На уровне низа колонны при 2-х лентах остекления
=
= кН
3. Постоянная нагрузка от собственной массы колонны: на уровне ступени колонны
на уровне низа колонны
4. Нагрузки от снега. Расчётная нагрузка на 1м длины ригеля рамы: , где расчетная нагрузка для 4 снегового района(г. Амдерма)
5. Опорное давление ригеля от снеговой нагрузки.
6. Ветровая нагрузка. Нормативный скоростной напор ветра для г. Амдерма q0=0,73 кПа. Эквивалентный равномерно распределённый скоростной напор ветра q0,экв до уровня низа ригеля.
где М – изгибающий момент от фактического напора ветра на колонну:
7. Расчётная нагрузка на 1м длины колонны:
от активного давления
от отсоса:
в зависимости от
8. Расчётная сосредоточенная сила в уровне ригеля:
от активного давления
, где
от отсоса
9. Нагрузка от мостовых кранов.
А) От вертикального давления
-вес тележки.
- вес крана с тележкой.
n0 – количество колёс моста крана с одной стороны.
Сосредоточенные моменты от вертикального давления кранов:
где ек=0,5bн=0,5*1500=750мм=0,75м.
Б) От поперечного горизонтального давления:
Нормативная сила
сила на одно колесо крана
расчётное горизонтальное давление на колонну
В) Определение соотношения жесткостей элементов поперечной рамы (ригелей, колонн)
Предварительно находим моменты инерции и площади различных элементов поперечной рамы.
Ригеля
Нижней части колонны
Верхней части колонны
I1:I2:IР=52063,8:749718,75:1524709,77=1:14,4:29,29
3.3. Методика расчета
Каркас промышленного здания представляет собой пространственное сооружение, все рамы которого связаны между собой диском кровли, продольными связями и тормозными балками. Эти связи при загружении отдельных рам местными нагрузками (крановыми моментами или силами поперечного торможения кранов) способны вовлекать в работу соседние незагруженные рамы.
При выполнении статического расчета учет пространственной работы поперечной рамы в системе каркаса в основном заключается в нахождении упругого отпора соседних рам, величина которого определяется коэффициентом пространственной работы:
здесь n0 – число колес на одной ветке;
n = 19 – число рам.
Далее статический расчет производим на ЭВМ с использованием программы.
Таблица 3.2.
Исходные данные для статического расчета рамы.
№ п/п | Наименование | Обозначение | Ед.изм. | Расчетные значения |
1. | Высота нижней части колонны | hн | м | 12,2 |
2. | Высота верхней части колонны | hв | м | 5,4 |
3. | Пролет здания | l | м | 27,00 |
4. | IH/IB | n | - | 14,4 |
5. | IP/IB | m | - | 29,29 |
6. | Шатровая нагрузка | qш | кН/м | 14,34 |
7. | Снеговая нагрузка | qсн | кН/м | 14,4 |
8. | эксцентриситет | е1 | м | 0,5 |
9. | эксцентриситет | е2 | м | 0,75 |
10. | Максимальное давление кранов | Dmax | кН | 1205,48 |
11. | Минимальное давление кранов | Dmin | кН | 397,33 |
12. | Коэффициент пространственной работы | aпр | - | 0,466 |
13. | Поперечная тормозная сила | Тmax | кН | 43,68 |
14. | Высота подкрановой балки | hб | м | |
15. | Ветровая нагрузка на раму с наветренной стороны | qa | кН/м | 4,2 |
16. | Ветровая нагрузка на раму с заветренной стороны | qп | кН/м | 3,15 |
17. | Сосредоточенная ветровая нагрузка с наветренной стороны | Wa | кН | 76,13 |
18. | Сосредоточенная ветровая нагрузка с заветренной стороны | Wп | кН | 57,1 |
Статический расчет с помощью программы Statiс
Данные для статического расчета поперечной рамы:
Высота нижней части колонны H_н= 12.200000 м.
Высота верхней части колонны H_в= 5.400000 м.
Пролет здания L= 27.000000 м.
J_н/J_в n= 14.400000
J_р/J_в m= 29.290000
Шатровая нагрузка q_k= 14.340000 кН/м.
Снеговая нагрузка q_s= 14.400000 кН/м.
Эксцентриситет е1= 0.500000 м.
Эксцентриситет е2= 0.750000 м.
Нагрузка от крана Dmax= 1205.480000 кН.
Нагрузка от крана Dmin= 397.330000 кН.
альфа = 0.466000
Тормозная сила T= 43.680000 кН.
Высота подкрановой балки h_b= 1.000000 м.
Ветровая нагрузка: q_a= 4.200000 кН/м.
q_n= 3.150000 кН/м.
Wa = 76.130000 кН.
Wn = 57.100000 кН.
Результаты расчета:
Нагрузка 1 2 3 4 5
------------------------------------------------------------------------
Постоянная M 155.07 41.26 -55.53 -105.90 -105.90
Q -9.33 -9.33 -9.33 -9.33 9.33
N -193.59 -193.59 -193.59 -193.59 -193.59
------------------------------------------------------------------------
Снеговая M 155.72 41.00 -55.76 -106.35 -106.35
Q -9.37 -9.31 -9.37 -9.37 9.37
N -194.40 -194.40 -194.40 -194.40 -194.40
------------------------------------------------------------------------
Крановая M 33.43 -706.18 218.38 -99.94 -83.05
тележка Q -58.95 -58.95 -58.95 -58.95 33.39
слева N -1204.85 -1204.85 -0.63 -0.63 0.63
------------------------------------------------------------------------
Крановая M 206.62 -180.29 97.26 -83.08 -99.94
тележка Q 33.39 33.39 33.39 33.39 -58.95
справа N -396.70 -396.70 0.63 0.63 -0.63
------------------------------------------------------------------------
Тормоз M -215.29 38.88 38.88 -40.81 -23.62
у левой Q 20.83 20.83 20.83 -22.85 6.62
вправо N -0.64 -0.64 -0.64 -0.64 0.64
------------------------------------------------------------------------
Тормоз M 215.29 -38.88 -38.28 40.81 23.62
у левой Q -20.83 -20.83 -20.83 22.85 -6.62
влево N 0.64 0.64 0.64 0.64 -0.64
------------------------------------------------------------------------
Тормоз M -92.92 -12.14 -12.14 23.62 40.81
у правой Q -6.62 -6.62 -6.62 -6.62 58.95
влево N -0.64 -0.64 -0.64 -0.64 0.64
------------------------------------------------------------------------
Тормоз M 92.95 12.14 12.14 -23.62 -40.81
у правой Q 6.62 6.62 6.62 6.62 -58.95
вправо N 0.64 0.64 0.64 0.64 -0.64
------------------------------------------------------------------------
Ветер M -1460.78 -104.13 -104.13 296.77 -310.00
слева Q 136.82 85.58 85.58 62.90 70.33
N 22.47 22.47 22.47 22.47 -22.47
------------------------------------------------------------------------
Ветер M 1415.67 115.70 115.70 -310.00 296.77
справа Q 125.77 87.34 87.34 70.33 62.90
N -22.47 -22.47 -22.47 -22.47 22.47
------------------------------------------------------------------------
4. Расчёт ступенчатой колонны.
Необходимо подобрать сечения сплошной верхней и сквозной нижней частей колонны однопролетного производственного здания (ригель имеет жесткое сопряжение с колонной). Расчетные усилия указаны в табл. 3.3.:
для верхней части колонны в сечении 1-1 N = -389,92 кН, М = -606,85 кН×м, Q = -202,76 кН; в сечении 2-2 при том же сочетании нагрузок (1, 2, 3, 4, 5*) М = 229,95 кН×м.
для нижней части колонны N1 = -1561 кН, М1 = 1793,17 кН×м, (изгибающий момент догружает подкрановую ветвь); N2 = -1345,6 кН, М2 = -1323,30 кН×м, (изгибающий момент догружает наружную ветвь).
Соотношение жесткостей верхней и нижней частей колонны Iв / Iн = 1/14,4; материал колонны – сталь марки С345; бетон фундамента – класса В15. Конструктивная схема колонны на рис.
4.1. Определение расчетных длин колонны.
Расчетные длины для верхней и нижней частей колонны в плоскости рамы определим по формулам
l x1 = m1 l 1 и l x2 = m2 l 2.
В однопролетных рамах горизонтальная реакция в верхних узлах колонн равна нулю и коэффициент m1 зависит от двух параметров: соотношения погонных жесткостей верхней и нижней частей колонны n = I2 l 1 / I1 l 2 и a1.
Значения m1 в функции этих параметров определим по прил.12 [1].
Так как Нв/Нн = l 2 / l 1 = 5400 / 12200 = 0,443 и Iв/Iн = 1/14,4, =-1345,6/-389,92=3,45>3 – следовательно по табл. 14.1[1]. m1 = 2, m2 = 3
Таким образом для нижней части колонны
l x1 = m1 l 1 = 2*12,2 = 24,4 м;
для верхней l x2 = m2 l 2 = 3*5,4 = 16,2 м.
Расчетные длины из плоскости рамы для нижней и верхней частей равны соответственно:
l y1 = Hн = 12,2 м; l y2 = Нв – hб = 5,4 – 0,755 = 4,645 м
4.2. Подбор сечения верхней части колонны.
Сечение верхней части колонны принимаем в виде сварного двутавра высотой hв = 500 мм = 0,5 м.
Требуемую площадь сечения определим по формуле:
Атр = N/(jвн×R×g)
Для симметричного двутавра
ix » 0.42×h = 0,42×50 = 21 см; rх » 0,35×h = 0.35×50 = 17,5 см;
mx = ex / rx = M / (N×0.35h) = 60685/(389,92*0,35×50) = 8,89
Значение коэффициента влияния формы сечения h определим по прил. 10 [1]. Примем в первом приближении Ап/Аст=1, тогда
m1x = h× mx = 1,18×8,89 =10,49
По прил. 8 [1] lх =3,02 и m1х =10,49; jвн = 0,110; Атр = 389,92/(0,11×31,5) » 112,531 см2.
Компоновка сечения:высота стенкиhст = hв – 2tп = 50-2*1,4 =47,2см (принимаем предварительно толщину полок tп = 1,4 см).
По табл. 14.2 [1] при m>1 и l>0.8 из условия местной устойчивости
hст / tст £ (0,9+0,5l) = (0,9+0,5×3,02) =61,63
tст ³ 47,2/61,63 = 0,77 см
Принимаем tст = 0,8 см
Требуемая площадь полки
Ап.тр= (Атр –Аст)/2 = (112,53 -0,8*47,2)/2 = 37,39см2
Из условия устойчивости верхней части колонны из плоскости действия момента ширина полки bп ³ l y2 / 20 = 4,4645/20=0,23м.
из условия местной устойчивости полки по формуле
bсв / tп £ (0,36+0,1 ) = (0,36+0,1×3,02) =16,72
Принимаем
bп = 34см > l y2 / 20 =23см; tп = 1,4 см; Ап = 34*1,4= 47,6 см2 > Ап.тр=42.35см2;
Геометрические характеристики сечения.
Полная площадь сечения А0 = 2×34×1,4 + 0,8×47.2= 132.96см2
; ;
ix = см; iy = см
1.Проверка устойчивости верхней части колонны в плоскости действия момента
;
mx = Mx/(N×rx) = 60685/(389,92×19,02) = 8,18; Aп /Aст = 1,4×34/(0,8×47,2) = 1,26 > 1
Значение коэффициента h определяем по приложению 10 [1] при Aп /Aст = 1:
h = 1,4-0,02 =1,4-0,02*2.9=1,34
m1x = mx×h = 1.34×8.18 =10.96; jвн = 0,107
s = N/(jвн×А) = 389.92/(0,107×123.02) =29.62 <31.5 кН
Недонапряжение: 100×(31.5-29.62)/31.5=6 %.
2.Проверка устойчивости верхней части колонны в плоскости действия момента
; jy = 0,791 [1, прил.7]
Для определения найдем максимальный момент в средней трети расчетной длины стержня:
кН×м
По модулю Мх ³ Мmax/2 = -606.85/2 =-303.43 кН×м;
mx = Mx×A/N×Wx = 36692×132.96/389.92×2528.9 = 4,95<5
При mx < 5 коэффициент “с” учитывающий влияние момента Мх при изгибно-крутильной форме потери устойчивости определяется по формуле:
Здесь a и b определяются по прил. 11 [1]; jб = 1 – коэффициент снижения расчетного сопротивления при потере устойчивости балок.
a=0,65+0,05×mx=0,65+0,05×4.95=0.90;lс=3,14 ; b =1
c = 1/(1+0,9*4,88)=0,19
Поскольку hст/tст = 47.2/0,8 = 59< 3.8 97.18, следовательно принимаем полную площадь сечения.
Недонапряжение: 100×(31,5-31,14)/31,5=4,3 %.
4.3. Подбор сечения нижней части колонны
Сечение нижней части колонны сквозное, состоящее из двух ветвей, соединенных решеткой. Высота сечения hн = 1500 мм. Подкрановую ветвь колонны принимаем из широкополочного двутавра, наружную – составного сварного сечения из трех листов.
Определяем ориентировочное положение центра тяжести. Принимаем
z0 = 5 см, h0 = hн - z0 = 150 – 5 = 145 см
см; у2 = h0 – y1 = 145 – 83,43 = 61,57 см
Определяем усилия в ветвях:
В подкрановой ветви Nв1 = N1 = 1345,6 кН
В наружной ветви Nв2 = N2 = 1561 кН
Определяем требуемую площадь ветвей и назначаем сечение.
Для подкрановой ветви Ав1 = Nв1 /jRg; задаемся j = 0,7 0; R = 315 МПа = 31,5 кН/см2 (сталь 345, фасонный прокат), тогда Ав1 = 2134,84 / 0,7×31,5 =96,82см2
По сортаменту [1, прил.14] подбираем двутавр 40Б3: Ав1 =73,4 см2, ix1 =3,68 см, iy =16,7 см, h=402.4мм.
Для наружной ветви Ав2 = 2134,84/ 0,7×31,5 =96,82 см2 (R = 31,5 кН/см2 – листовой прокат стали С345)
Для удобства прикрепления элементов решетки просвет между внутренними гранями принимаем таким же, как в подкрановой ветви (376,2 мм). Толщину стенки швеллера tст = 14 мм; высота стенки из условия размещения сварных швов hст = 425 мм.
Требуемая площадь полок
Ап = (Ав2 – tстhст)/2 = (96,82 – 1,4×42,5)/2 = 18,66см2.
Из условия местной устойчивости полки швеллера bп / tп £ (0,38 + 0,08`l) »15.
Принимаем bп =26 см, tп = 1,4 см, Ап = 36,4см2.
Геометрические характеристики ветви:
Ав2 = 1,4 × 42,5 + 2 × 36,4= 132,3 см2;
z0 = (1,4×42,5×0,7 + 36,4×2×14,4)/ 132,3= 8,24 см;
Ix2 = 1,4×42,5×7,542 + 2×1,4×263/12 + 36,4×2×6,162 = 3368,8 см4;
Iy = 1,4×42,53/12 + 36,4×18,882×2 = 34905,87 см4;
= ; = .
Уточняем положение центра тяжести сечения колонны:
h0 = hн – z0 = 150 – 8,24 = 141,76 см;
у2 = 141,76 – 91,18 = 50,58 см.
Определяем усилия в ветвях:
В подкрановой ветви Nв1 = N1 = 1345 1413,38кН
В наружной ветви Nв2 = N2 = 1561 кН
Проверка устойчивости ветвей: из плоскости рамы (относительно оси у-у) lу = 1220 см.
Подкрановая ветвь: lу = lу/iу = 1220/16,7 = 73,05; jу = 0,666;
s = Nв1/jуАв1 = 1413,38/(0,666×73,4) = 28,91 кН/см2 < 31,5 кН/см2
Недонапряжение:
Наружная ветвь: lу = lу/iу = 1220/16,24 = 75,12; jу = 0,648;
s = Nв2/jуАв2 = 2268,97/(0,648×132,3) = 26,47кН/см2 < 31,5 кН/см2
Недонапряжение:
Из условия равноустойчивости подкрановой ветви в плоскости и из плоскости рамы определяем требуемое расстояние между узлами решетки:
lх1 = lв1/iх1 = lу = 73,05; lв1 = 73,05× iх1 =39,43×3,68 = 268,82 см
Принимаем lв1 = 228 см, разделив нижнюю часть колонны на целое число панелей. Проверяем устойчивость ветвей в плоскости рамы (относительно осей х1- х1 и х2 - х2).
Для подкрановой ветви: lх1 = 228/3,68 = 65,52; jх = 0,726;
s = Nв1/jхАв1 = 1413,38/(0,726×73,4) = 26,52 кН/см2 < 31,5 кН/см2
Для наружной ветви: lх2 = 228/5,05= 45,16; jх = 0,848;
s = Nв2/jхАв2 =2268,97 /(0,848×132,3) = 20,22 кН/см2 < 31,5 кН/см2
Расчет решетки подкрановой части колонны.Поперечная сила в сечении колонны
Qmax = -202,76 кН.
Усилие сжатия в раскосе
Nр = Qmax/2sina = 202,76/(2×0,8) = 126,73 кН
sina = hн/lp = 150/ = 0,8; a » 53°
Задаемся lр = 100; j = 0,454.
Требуемая площадь раскоса
Ар.тр. = Nр/(jRg) = 126,73/(0,454×31,5×0,75) = 11,82 см2;
R = 31,5 кН/см2 (фасонный прокат из стали С345); g = 0,75 (сжатый уголок прикрепляемый одной полкой)
Принимаем ∟100х7.
Ар = 13,8 см2; imin = 1,98; lmax = lp/imin = 187,5/1,98 =94,70;
lp = hн/sina = 150/0,8 = 187,5см; j = 0,493
Напряжения в раскосе
s = Np/(jAp) = 126,73/(0,493×13,8) = 18,62кН/см2 < Rg = 31,5×0.75 = 23,63 кН/см2
Условие выполняется.
Проверка устойчивости колонны в плоскости действия момента как единого стержня.
Геометрические характеристики всего сечения:
А = Ав1 + Ав2 = 73,4 + 132,3 = 205,7 см2;
Ix = Ав1у21 + Ав2у22 = 73,4×91,182 + 132,3×50,582 = 948700см4
ix = см; lх = lx1/ix = 2440 / 67,91 = 35,93;
Приведенная гибкость:
lпр =
Коэффициент a1 зависит от угла наклона раскосов – при a = 45…60° можно принять a1 = 27; Ар1 = 2×Ар = 2×13,8= 27,6 см2 – площадь сечения раскосов по двум граням сечения колонны.
`lпр = lпр =38,63 = 1,51
Для комбинации усилий, догружающих наружную ветвь (сечение 4-4), N2 = -1561 кН, М2 = 1793,17 кН×м.
m = ;
jвн = 0,372; s = N2 / (jвн×А) = 1561 / (0,372×205,7) = 20,39 кН/см2 < 31,5 кН/см2
Для комбинации усилий, догружающих подкрановую ветвь (сечение 3-3). N1 = -1345,6 кН,
М1 = -1323,3 кН×м.
m = ;
jвн = 0,316; s = N2 / (jвн×А) = 1345,6 / (0,316×205,7) = 20,7 кН/см2 < 31,5 кН/см2
Устойчивость колонны, как единого стержня из плоскости действия момента проверять не нужно, так как она обеспечена проверкой устойчивости отдельных ветвей.
4.4. Расчет и конструирование узла сопряжения верхней и нижней частей колонны.
Расчетные комбинации усилий в сечении над уступом:
1. М = +280,13 кН×м; N = -245,17 кН (1,3,4,5*)
2.М = -199,43 кН×м; N = -378,54 кН (1,2,5)
Давление кранов Dmax = 1205,48 кН.
Прочность стыкового шва (ш1) проверяем по нормальным напряжениям в крайних точках сечения надкрановой части. Площадь шва равна площади сечения колонны.
1-ая комбинация M и N:
наружная полка
s = N / A0 + |M| / W = -245,17/ 132,96 + |28013| / 2528,9 = 9,23 кН / см2 < Rсв = 31,5 кН / см2
внутренняя полка
s = N / A0 - |M| / W =-245 / 132,96 - |28013| / 2528,9 = -11,10 кН / см2 < Rсв = 31,5 кН / см2
2-ая комбинация M и N:
наружная полка
s = N / A0 - |M| / W = -378,54 / 132,96 – 19943/ 2528,9 =
=-10,73 кН / см2 < R св = 31,5*0,85=26,78 кН / см
внутренняя полка
s = N / A0 + |M| / W = -378,54 / 132,96 +19943 / 2528,9 = 5,04 кН / см2 < Rсв = 31,5 кН / см2
Толщину стенки траверсы определяем из условия смятия:
tтр ³ Dmax / lсм×Rсм.т×g = 1205,48 / (42×35) = 0,82;
где lсм = bор + 2tпл = 38 + 2×2 = 42 см; Rсм.т = 352,4 МПа = 35 кН / см2
Принимаем tтр = 1,0см.
Усилие во внутренней полке верхней части колонны (вторая комбинация)
Nп = N / 2 + M / hв = -378,54 / 2 +199,43 / 50 = 588,13 кН
Длина шва крепления вертикального ребра траверсы к стенке траверсы (ш2):
lш2 = Nп / 4kш(bRсвуgсву)ming
Применяем полуавтоматическую сварку проволокой марки Св-10нНМА, d = 1,4…2 мм, bш = 0,9, bс = 1,05. Назначаем kш = 6 мм, gсву.ш = gсвус = 0,85; Rсву.ш = ; Rсву.с
bшRсву.шgсву.ш = 0,9×240×0,85 = 18,4 кН / см2 < bcRсву.cgсву.ш = 1,05×220×0,85 = 19,7кН / см2;
lш2 = 588,13 / (4×0,6×18,4×0,85) =15,68 см; lш2 < 85bш×kш = 85×0,9×0,6 = 46 см.
В стенке подкрановой ветви делаем прорезь, в которую заводим стенку траверсы.
Для расчета шва крепления траверсы к подкрановой ветви (ш3) составляем комбинацию усилий, дающую наибольшую опорную реакцию траверсы. Такой комбинацией будет сочетание (1,2,5) N = -378,54 кН, M = -199,43 кН×м.
F = Nhв / 2hн – M / hн + Dmax0,9 = 378,54×50 / 2×150 +(-199,43) / 150+ 1205,48×0,9 = 1146,69кН
Коэффициент 0,9 учитывает, что усилия N и М приняты для 2-го основного сочетания нагрузок.
Требуемая длина шва
lш3 = F / 4kш(bRсвуgсву)ming = 1146,69 / (4×0,6×18,4×0,85) = 30,55 см
lш3 < 85bш×kш = 85×0,9×0,6 = 46 см.
Из условия прочности стенки подкрановой ветви в месте крепления траверсы (линия 1-1) определяем высоту траверсы
hтр ³ F / 2tст.в.Rсрg = 1146,69 / 2×0.74×0.85×18.39 = 49,57 см
tст.в. = 7.4 мм – толщина стенки I 40Б3; Rср = 18,39 кН / см2 – расчетное сопротивление срезу фасонного проката стали С345. Принимаем hтр = 50 см.
Проверим прочность траверсы как балки, нагруженной усилиями N, M и Dmax. Расчетная схема и сечение траверсы приведены на рис. Нижний пояс траверсы принимаем конструктивно из листа 380 х 20 мм, верхние горизонтальные ребра – из двух листов 180 х 20 мм.
Найдем геометрические характеристики траверсы.
Положение центра тяжести сечения траверсы:
ун = см
Ix = 48,83 / 12 + 48,8×9,32 + 1.2×38×21,32 + 2×18×1.2× 12,52 = 41343 см4
Wmin = Ix / yв = 41343 / (50 – 21,9) = 1471см3
Максимальный изгибающий момент в траверсе возникает при 1-ой комбинации усилий:
Мтр =- Fтр1(hн- hв) = кН×см
sтр = Мтр / Wmin = 22761.5 / 1471 = 15,47кН / см2 < 31.5 кН / см2
Максимальная поперечная сила в траверсе с учетом усилия от кранов возникает при комбинации усилий N = -378,54кН, М = -199,43 кН×м:
Qmax = Nhв / 2hн – M / hн + kDmax0,9 / 2 = 378,54×50 / 2×150 + 19943 / 150+ 1,2×1205.48×0,9/2 =
= 847кН
Коэффициент k = 1,2 учитывает неравномерную передачу усилия Dmax.
tтр = Q / tтрhтр = 847 / 1.0×48,8 = 17,36 кН / см2 < Rср = 18.39 кН / см2
4.5. Расчет и конструирование базы колонны.
Ширина нижней части колонны превышает 1 м, поэтому проектируем базу раздельного типа.
Расчетные комбинации усилий в нижнем сечении колонны (сечение 4-4):
1.M1 = 1793,17 кН×м; N1 = -1561 кН (для расчёта базы наружной ветви)
2.M2 = -1323,3 кН×м; N2 = -1345,6 кН (для расчёта базы подкрановой ветви)
Усилия в ветвях колонны:
Nв1 = N1 = 1345,6 1413,59 кН
Nв2 = N2 = 1561 2268,97кН
База наружной ветви. Требуемая площадь плиты.
Апл.тр. = Nв2 / Rф = 2268,97 / 0,84 = 2701,15см2;
Rф = gRб » 1,2×0,7 = 0,84 кН / см2; Rб = 0,7 кН / см2 (бетон В15)
По конструктивным соображениям свес плиты с2 должен быть не менее 4 см. Тогда В ³ bк + 2с2 = 42,5 + 2×4 = 50,5 см. Принимаем В = 55 см, тогда с2 =4 см.
Lтр = Апл.тр / В = 2701,15 / 55 = 49,11 см, принимаем L = 50см; Апл.факт = 50×55 =2750см2 > Апл.тр. =2701,15 см2
Среднее напряжение в бетоне под плитой
sф = Nв2 / Апл.факт = 2268,97 /2750 = 0,83кН / см2
Из условия симметричного расположения траверс относительно центра тяжести ветви расстояние между траверсами в свету равно 2(bп + tст – z0) = 2×(26 + 1,4 – 8,24) = 38,32 см; при толщине траверсы 10 мм с1 = (50 – 38,32 – 2×1,0) / 2 = 4,84 см.
Определяем изгибающие моменты на отдельных участках плиты:
участок 1: (консольный свес с = с1 = 4,84 см)
М1 = sфс2 / 2 = 0,83×4,842 / 2 = 9,72кН×см
участок 2: (плита, опертая на три канта с = с2 = 7,3 см)
М2 = sфс2 / 2 = 0,83×7,32 / 2 = 22,12 кН×см
участок 3: (плита, опертая на четыре стороны; b/а = 37,62/ 26 = 1,45 > 2; a = 0.078)
М3 = asфa2 = 0,078×0,83×262 = 43,76кН×см
участок 4: (плита, опертая на четыре стороны; b/а = 37,62 / 10,92= 3,45 > 2; a = 0.125)
М4 = asфa2 = 0,125×0,83×10,922 = 12,37 кН×см
Принимаем для расчета Мmax = М3 = 43,76 кН×см.
Требуемая толщина плиты
tпл = см
R = 300 МПа = 31,5 кН×см2 для стали С345 толщиной 20-40 мм.
Принимаем tпл = 32 мм (2 мм – припуск на фрезеровку).
Высоту траверсы определяем из условия размещения шва крепления траверсы к ветви колонны. В запас все усилие в ветви передаем на траверсы через 4 угловых шва. Сварка полуавтоматическая проволокой марки Св-10НМА, d = 1,4…2 мм; kш = 8 мм. Требуемая длина шва определяется по формуле
lш.тр = Nв2 / 4kш(bRсвуgсву)ming = 2268,97/ 4×0,8×0,85×18,4 = 45,33см < 61,2 см
Принимаем hтр = 50см.
Проверяем допустимую длину шва:
Требование к максимальной длине швов выполняется. Крепление траверсы к плите принимаем угловыми швами .
Швы удовлетворяют требованиям прочности. При вычислении суммарной длины швов с каждой стороны шва не учитывалось по 1см на непровар.
Приварку торца колонны к плите выполняем конструктивными швами , т.к. эти швы в расчёте не учитывались.
База подкрановой ветви. Требуемая площадь плиты
Апл.тр. = Nв1 / Rф = 1413,59 / 0,84 = 1682,85 см2;
Принимаем плиту 500 350мм А=50*35=1750см2
Рассчитываем напряжение под плитой базы:
sф = Nв1 / Апл.факт = 1413,59 / 1750 = 0,81 кН / см2
Конструируем базу колонны с траверсами толщиной 10мм, привариваем их к полкам колонны и к плите угловыми швами. Вычисляем изгибающие моменты на разных участках для определения толщины плиты:
участок 1: опёртый на 4 канта. (отношение сторон b/а = 37,62 / 7,91 = 4,76 > 2; a = 0.125)
М1 = asфa2 = 0,125×0,81×7,912 = 6,34 кН×см
участок 2: консольный (отношение сторон b/а = 16,55 / 4,88 = 3,39 > 2; a = 0.125)
М2 = s фl2 / 2 = 0,81×4,882 / 2 = 9,64 кН×см
участок 3: М3 = s фl2 / 2 = 0,81×8,222 / 2 = 27,37 кН×см
Принимаем для расчета Мmax = М3 = 27,37кН×см.
Требуемая толщина плиты
tпл = см
R = 315 МПа = 31,5 кН×см2 для стали С345 толщиной 10-20 мм.
Принимаем tпл = 25 мм
Таким образом, с запасом прочности усилие в колонне полностью передаётся на траверсы, не учитывая прикрепления торца колонны к плите.
Прикрепление траверсы к колонне выполняется полуавтоматической сваркой с катетом шва . Толщину траверсы принимаем tтр=10мм.
Требуемая длина шва определяется по формуле
lш.тр = Nв1 / 4kш(bRсвуgсву)ming =1413,59 / 4×0,8×18,4×0,85 = 28,24 см
Принимаем hтр = 30см.
Проверяем допустимую длину шва:
Требование к максимальной длине швов выполняется. Крепление траверсы к плите принимаем угловыми швами .
Швы удовлетворяют требованиям прочности. При вычислении суммарной длины швов с каждой стороны шва не учитывалось по 1см на непровар.
Приварку торца колонны к плите выполняем конструктивными швами .
5. Расчёт стропильной фермы.
Материал стержней ферм – сталь марки С345, пояса из тавров с параллельными гранями полок, решетка из уголков.
тип конструкции | марка стали | толщина проката, мм | нормативное сопротивление, МПа | расчетное сопротивление, МПа | ||||||
лист | фасон | лист | фасон | |||||||
Ryn | Run | Ryn | Run | Ry | Ru | Ry | Ru | |||
Ферма | С345 | 2 – 10 10 - 20 20 - 40 |
5.1. Сбор нагрузок на ферму.
Постоянная нагрузка.
Вид | № п/п | Наименование и состав нагрузок | Ед. изм. | Нормативное значение нагрузки | Коэфф. | Расчетное значение нагрузки |
Постоянные | Вес конструкции покрытия: | |||||
Защитный слой из битумной мастики с втопленным гравием (10 мм) | кПа | 0,21 | 1,2 | 0,252 | ||
Четырехслойный гидроизоляционный ковер | кПа | 0,16 | 1,1 | 0,176 | ||
Асфальтовая стяжка h=20 мм, | кПа | 0,36 | 1,2 | 0,432 | ||
Утеплитель | кПа | 0,450 | 1,2 | 0,432 | ||
Пароизоляция | кПа | 0,04 | 1,2 | 0,540 | ||
Стальной профилированный настил толщиной 1 мм | кПа | 0,15 | 1,05 | 0,156 | ||
Стропильные фермы со связями | кПа | 0,572 | 1,05 | 0,601 | ||
Прогоны | кПа | 0,18 | 1,05 | 0,189 | ||
ИТОГО: | кПа | gшn = 2,122 | gш =2,39 |
а) Нагрузка от покрытия:
Вес фонаря в отличие от расчёта рамы, учитываем в местах фактического опирания фонаря на ферму.
Вес каркаса фонаря на единицу площади горизонтальной проекции фонаря
Вес бортовой стенки и остекления на единицу длины стенки
Узловые силы:
F5 = g’кр×В×2,25= 2,12×6×2,25 = 28,62 кН
F6 =.g’кр×В×3= 2,12×6×3 = 38,16 кН
F8 = g’кр×В×d +(g’фон×В×0,5d + gб.ст×В) ×γn = 2,12×6×3+(0,1×6×0,5×3+2×6) ×0,95= 50,42 кН.
F9 = g’кр×В×(0,5d+d) +(g’фон×В×(0,5d +d))×γn=2,12×6×(0,5×3+3)+
+(0,1×6×(0,5×3+3))×0,95= 59,81кН.
Силы приложенные к колоннам F0 и F19 в расчете фермы не учитываются.
Опорные реакции:
FAg = FBg = F5 + F6 + F8 + F9 = 28,62+38,16+ 50,42 + 59,81 =177,01кН.
Рис. 5.1. Схема постоянной нагрузки на ферму.
Б) Снеговая нагрузка.
Расчетная нагрузка:
Узловые силы:
1-й вариант.
F5 = р×с2×В×2,25 = 2,28×1,16×6×2,25 = 35,70 кН.
F6 = р×с2×В×3 = 2,28×1,16×6×3 = 47,61 кН.
F8 = р×В×d×(с1+с2)/2 = 2,28×6×3×(1,16+0,8)/2= 40,22 кН.
F9 =р×В×(0,5d+d) ×с1 =2,28×6×(0,5×3+3)×0,8= 49,25 кН.
Опорные реакции:
FAg = FBg = F5 + F6 + F8 + F9 = 35,7+47,61+ 40,22 + 49,25=172,78 кН.
Рис. 5.2. Схема снеговой нагрузки на ферму.
2-й вариант.
F5 = F17 =р×с×В×d = 2,28×1×6×2,25 = 30,78 кН.
F6 = F15 =
F8 = F14 =
F9 = F12 = 0
Опорные реакции:
FAg = FBg = F5 + F6 + F8 = 30,78 + 102,6 + 51,3 =184,68 кН.
Рис. 5.3. Нумерация узлов и стержней.
5.2. Определение усилий в стержнях фермы.
Нагрузки, приложенные к узлам фермы.
Постоянная нагрузка | Снеговая нагрузка |
Крановая нагрузка слева | Крановая нагрузка справа |
Ветер слева | Ветер справа |
| Поделиться: |
Поиск по сайту
Все права принадлежать их авторам. Данный сайт не претендует на авторства, а предоставляет бесплатное использование.
Дата создания страницы: 2016-08-08 Нарушение авторских прав и Нарушение персональных данных
Поиск по сайту:
Читайте также:
Деталирование сборочного чертежа
Когда производственнику особенно важно наличие гибких производственных мощностей?
Собственные движения и пространственные скорости звезд