Реферат: В представленной на сайте версии работы изменены числовые данные. Для получения работы с корректными величинами и чертежами, обратитесь на www diplomant-spb

(...В представленной на сайте версии работы изменены числовые данные. Для получения работы с корректными величинами и чертежами, обратитесь на www.diplomant-spb.ru ...)

Металлические конструкции. Курсовая работа.


Исходные данные:

Количество пролетов 1

Длина здания 114 м

Пролет здания L =30 м

Отметка головки рельса подкранового пути - 14,0 м

Шаг колонн 6,0 м

Грузоподъемность и количество кранов - 3x80 т

Режим работы кранов - средний 5К

Тип кровли - рулонная по ж/б плитам

Способ соединения элементов конструкций - сварка

Район строительства г. Ростов-на-Дону, тип местности А

Снеговой район II (нормативная величина снеговой нагрузки =0,084 т/м2)

Ветровой район - Ш (нормативное значение ветровой нагрузки =0,038 т/м2)

Фермы типовые высотой 3150 м

Компоновка рамы.




^ Размеры по вертикали.

H2=Hcr+c+100=4000+300+100=4400 мм

H0=H1+H2=14000+4400=18400 мм, принимаем H0=18600 (кратно 600 мм); тогда H1=18600-4400=14200 мм

Длина надкрановой части колонны Hv=H2+hb+hrs=4400+1650+150=6200 мм

Длина подкрановой части колонны Hn= H0+ Hb- Hv =18600+600-6200=13000 мм

Полная длина колонны H=13000+6200=19200 мм

Высота фермы на опоре – 3150 мм

^ Размеры по горизонтали. Принимаем а=275 мм; hv=550 мм>1/12 Hv

L1=B1+(hv-a)+75=400+550-275+75=750 мм

При этом ширина нижней части колонны hn=750+275=1025 мм >1/20H; пролет крана 30000-1500=28500 мм

Компоновочная и расчетная схемы поперечной рамы

рhаааааааааааааа

ПопПППооо


^ Нагрузки на раму.

Нагрузки на покрытие.


Вид нагрузки

Нормативная нагрузка

qn, кг/м2


Коэффициент надежности по нагрузке

Расчетная

нагрузка

qр, кг/м2


Плита покрытия

311

1,1

331

Обмазочная пароизоляция

5

1,2

6

Плиты из крупнопористого керамзитобетона

81

1,1

88

Выравнивающий слой из цементно-песчаного раствора

27

1,2

32,4

Двухслойный рулонный ковер (изопласт)

11

1,1

11

Снеговая нагрузка

84

1,4

117,6

Итого

516




585



Расчетная погонная нагрузка на 1м фермы 585∙6+51=3561 кг/м, где 51 кг/м – собственный вес стропильной фермы.

Узловая нагрузка (ширина панели 3 м): на опорах Pоп=5,34 т; в пролете Pпр=11,68 т


^ Постоянные нагрузки от стеновых панелей.


Вид нагрузки

Нормативная нагрузка

qn, кг/м2


Коэффициент надежности по нагрузке

Расчетная

нагрузка

qр, кг/м2


Трехслойные стеновые панели










Два профилированных листа НС44-1111-1,7

16,6

1,15

17,4

Минераловатные плиты толщиной 111 мм, y=125 кг/м3

12,5

1,15

15,1

Ригели

6,5

1,15

6,8

Итого

35,6




39,2


Вес колонны ориентировочно Gк=1,138∙6∙15=3,42 т (Gv=1,14 т Gn=2,28 т)

G1=1,1392∙(12,4-1,6)∙6+2,28∙1,15=5,16 т; Mg1= G1*∙e1=2,77∙1,754=2,18 т∙м;

G2=1,1392∙(23-12,4)∙6+1,14∙1,15=3,68 т; Mg2= G2*∙e2=2,49∙1,514=1,25 т∙м;

G3=3,94∙1,15+1,189∙6∙1,15=4,69 т; Mg3= G3∙e3=4,69∙1,475=2,23 т∙м - вес подкрановой балки и рельса.


^ Нагрузка от кранов


Dmax=1,1∙1,85∙[34,7∙(1,697+1,754+1,562+1,487)+36,7∙(1,242+1,317+1+1,925)]= 165,7 т; Mmax= Dmax∙e3=165,7∙1,475=78,7 т∙м.

При Fm,min=11,8 т; F1,min=11,47 т; F2,min=12,13 т; Dmin=1,1∙1,85∙[11,47∙(1,697+1,754+1,562+1,487)+12,13∙(1,242+1,317+1+1,925)]= 54,79 т; Mmin= Dmin∙e3=54,79∙1,475=26,12 т∙м.

Горизонтальная Tmax=γf∙ψ∙Tkn∙Σyi=1,1∙1,85∙14,125∙(1+1,925+1,562+1,487+1,242+1,317+1,679+1,754)=6,56 т, где Tk=1,15∙(811+331)/4=1,41 т


^ Ветровые нагрузки.


При H=H1=18611 мм keq=1,136. Тогда qeq=w1∙keq∙c∙ γf∙B=1,138∙1,136∙1,8∙1,4∙6=

=1,264 т/м; eq=w1∙keq∙c∙ γf∙B=1,138∙1,136∙1,6∙1,4∙6=1,198 т/м

W=1,264∙18,6/2+1,138∙∙1,8∙1,4(23-18,6)=3,27 т

=1,6∙3,27/1,8=2,45 т


Ориентировочное задание жесткостей для колонн.


т∙м2

т

т

т∙м2

т


Расчетная схема:




табл.2 Таблица расчетных усилий в сечениях левой стойки рамы

(изгибающие моменты, кНм, нормальные и поперечные силы, кН).




Но-

мер


Нагрузки и


1 1





Сечения стойки




наг-

руз-

комбина­ции


усилий

2 2

3 N(+) 3


nc


1-1


2-2


3-3


4-4

ки




М(+)

4 4





М


N


M


N


M


N


M


N


Q



1.



Постоянная







1



-187,37



-241,5



-111,81



-511



29,73



-511



218,29



-832,32



14,2




2.


Снеговая





1


-294,11


-359,1


-134


-359,1


-35,25


-359,1


338,75


-359,1


-21,4











1,9



-264,7


-323,19


-121,6


-323,19


-31,73


-323,19


314,88


-323,19


-18,36

3.




на левую




1

-75,76

1

273,36

1

-829,63

-1762

-17,5

-1762

-57,6




Dmax

стойку

Dmax,min

1,9

-68,18

1

246,12

1

-746,67

-1585,8

-15

-1585,8

-51,84

3*.




на правую

Dmin,max

1

-182,64

1

136,13

1

-271,96

-657

471,8

-675

51,3







стойку




1,9

-164,38

1

122,52

1

-244,76

-591,3

423,75

-591,3

45,27

4.




на левую




1

88,75

1

131,4

1

131,4

1

317,93

1

25,79




Т

стойку

Т

1,9

79,88

1

118,2

1

118,2

1

277,14

1

23,21

4*.




на правую

Т

1

41,93

1

9,26

1

9,26

1

126,38

1

7,97







стойку




1,9

36,84

1

8,33

1

8,33

1

113,74

1

7,17

5.




слева




1

146,49

1

6,58

1

6,58

1

-889,12

1

87,64




Ветро-




Fв qв’

1,9

131,84

1

5,92

1

5,92

1

-811,21

1

78,88

5*.

вая

справа




1

-166,62

1

-7,91

1

-7,91

1

842,14

1

76,9













1,9

-149,96

1

-7,12

1

-7,12

1

757,84

1

69,21

N наг-

Нагрузки и ком-



^ Сечения стойки
рузки

бинации усилий

Эпюра нагрузок

1-1

2-2

3-3

4-4









M
N

M

N

M

N

M

N

Q




+Мmax

nc=1

№ нагрузок

_

1,3,4(+)

1,5*

1,5*










Усилия

_

_

293,89

-

511

37,64

-511

1151,33

-832,32







Nсоотв

nc=1,9

№ нагрузок

_

1,3,4(+),5*

_

1,2,3*,4(+),5*










Усилия

_

_

261,54

-

511

_

_

1971,9

-1716,81







-Мmax

nc=1

№ нагрузок

1,2,3

1,2

1,3,4(-)

1,5










Усилия

-557,24

-611,6

-244,81

-861,1

-931,24

-2263

-681,83

-832,32







Nсоотв

nc=1,9

№ нагрузок

1,2,3*,4(-),5*

-

1,2,3,4(-)

1,2,4(-),5










Усилия

-846,29

-564,69

-

-

-866,88

-2419,99

-564,18

-1155,51







Nmax

nc=1

№ нагрузок

_

1,3,4(+)

1,5*

1,3,4(+)










Усилия

_

_

293,89

-511

57,64

-511

498,72

-2594,32







+Мсоот

nc=1,9

№ нагрузок

_

1,3,4(+),5*

_

1,2,3,4(+),5*










Усилия

_

_

261,54

-511

_

_

1533,15

-2741,32







Nmax

nc=1

№ нагрузок

1,2

1,2

1,3,4(-)

1,3,4(-)










Усилия

-481,48

-611,6

-244,81

-861,11

-931,24

-2263

-86,35

-2594,32







-Мсоот

nc=1,9

№ нагрузок

1,2,3*,4(-),5*

1,2,3*,4

1,2,3,4(-),

1,2,3,4(-),5










Усилия

-846,29

-564,69

-111,5

-824,2

-866,88

-2419,99

-579,18

-2741,31







Nmin

nc=1

№ нагрузок




1,5*




+Mсоот




Усилия

Усилия М,N от постоянной нагрузки

646,952

-172,27







Nmin

nc=1,9

№ нагрузок

подсчитанны с коэф-том 1,9/1,1=1,8

1,5




-Mсоот




Усилия




-611,17

-78,523







Qmax

nc=1

№ нагрузок






















Усилия






























^ Расчет сварных швов прикрепления раскосов
и стоек к фасонкам и поясам фермы.

Для сварки узлов фермы применяем полуавтоматическую сварку про­волокой Св-18Г2С d=1,4...2 мм; kш,max=8 мм; ш=1,9; с=1,15; ушсв=уссв= =1; Rушсвш=2151,9=193>Rуссвс=1,453711,15=175. Несущая способность швов определяется прочностью по границе сплавления (усвRусв)min=175 МПа=17,5 кН/см2; lш=1 см+N/2kш(усвRусв)min.

табл.5 Таблица расчета швов.


№

Сечение

[N],

Шов по обушку

Шов по перу




стер




кН

Nоб, кН

kш, см

lш, см

Nп, кН

kш, см

lп, см




1-2

161х191х11

724,2

543

1,8

21

184

1,6

9




2-3

81х8

549,9

385

1,8

15

165

1,6

9




3-4

71х6

121,1

84

1,6

5

36

1,4

4




4-5

111х11

414,8

291

1,8

11

124,4

1,6

7




5-6

75х5

253,7

177,6

0,6

9

76

0,4

6




6-7

70х6

120,1

84

0,6

5

36

0,4

4




7-8

70х4,5

97,7

68,4

0,6

4

29

0,4

3








№

Усилие

от пос-

Усилие от

снеговой

Усилия от опорных моментов и

продольной силы в ригеле


Расчетные усилия

Элемент

стержня

тоян.

нагрузки

1-я комбинация

2-я комбинация

№ наг-

Растя-

№ наг-

Сжа-




(рис.14)

нагр.

nc=1

nc=0,9

Мл=-846,29

Мпр=-425,2

Усилия от прод. нагр

Млев=581,5 Мпр=-160,5

Усилия от прод. нагр

рузки

жен.(+)

рузки

тие (-)







1

2

2а

3

4

3*

4*














Пояс




В-1

0

0

0

+268,7

-

+184,6

-

3

+268,7

-

-

Верх-

ний

В-2

В-3

-354,2

-526,7

-474

+242,5

-

+163

-

-

-

1,2

-880,9




В-4

В-5

-538,2

-800,3

-720,3

+215,4

-

+131,4

-

-

-

1,2

-1338,5

Ниж-

Н-2

+193,2

+287,3

+258,6

-256

-128,3

-172

-105,5

1,2

+480,5

1,3*,4*

-84,3




Н-5

+469,2

+697,7

+627,9

-228,9

-128,3

-149,4

-105,5

1,2

+1166,9







ний

Н-8

+561,2

+834,5

+751

-201,8

-128,3

-1197

-105,5

1,2

+1395,7

-

-




1-3

-291,2

-433

-389,7

-19,6

-

-19,6

-

-

-

1,2

-724,2




2-3

+221,1

+328,8

+295,9

+19,6

-

19,6

-

1,2,3

+549,9

-

-

Раскосы

4-5

-166,8

-248

-223,2

-19,6

-

-19,6

-

-

-

1,2,3

-414,8




5-6

+100,1

+148,8

+134

+19,6

-

+19,6

-

1,2а,3

+253,7

-

-




7-8

-33,4

-49,7

-44,7

-19,6

-

-19,6

-







1,2а,3

-97,7

Стойки

3-4

-48,3

-71,8

-64,6

0

-

0

-

-

-

1,2

-120,1




6-7

-48,3

-71,8

-64,6

0

-

0

-

-

-

1,2

-120,1



табл.4 Подбор сечений стержней фермы.

Элемент

№

Расч. усилие,кН

Сечение

Площ.

lx/ly,

ix/iy,

x/y

пред

min

c

Проверка сечения




стерж.

раст.

сжатие




сеч-я

см

см













прочн.

устойч.

1

2

3

4

5

6

7

8

9

10

11

12

13

14




В-1

287,66

-

63х5

12,26

280/280













0,95

21,9<22,8

-

Верхний

пояс

В-2

В-3

-

880,9


160х12

74,8

300

300













0,95

-

-




В-4

В-5

-

1338,5




74,8

300

300

4,94

7,09

60

42

120

0,805

0,95

-

22,2<22,8


Нижний


Н-2

480,5

-84,3

140х90х8

36

300

580

2,58

6,86

116

84

120

0,437

0,95


13,5<22,8


5,58<22,8





Н-5

1166,9

-







600

1800

2,8

7,93

214

226

400

-

0,95

21,1<2.28




пояс


Н-8

599,95

-

160х100х14

69,4

300

1800

2,8

7,93

107

226

400

-

0,95


21,1<22,8


-





1-2

-

724,2

160х100х9

45,8

197

394

2,85

7,82

69

50

120

0,639

0,95


-


20,9<22,8





2-3

549,9


-

80х8

24,6

342

428

3,08

3,84

110

111

120

-

0,95


22,3<22,8


-

Раскосы


4-5

-


414,8

100х10

38,4

342

428

3,84

4,66

89

91

150

0,612

0,8


-


17,6<19,2





5-6

253,7


-

75х5

14,18

342

428

2,91

3,56

117

120

120


-

0,95


17,2<22,8


-




7-8




97,7

70х4,5

12,4

342

428

2,72

3,36

125

127

150

0,419

0,8




18,8<19,2


Стойки


3-4

-

120,1

70х6

16,3

244

305

2,15

3,4

110

89

150

0,478

0,8


-


15,4<19,2




6-7

-

120,1

70х6

16,3

244

305

2,15

3,4

110

89

150

0,478

0,8


-


15,4<19,2



4. Расчет узлов каркаса производственного здания.


4.1 Промежуточный узел фермы из парных уголков

с заводским стыком верхнего пояса.


Р

400 200

k

20


N1=268,7 40 N2=880,9 ­кН

Nфm 85шkш



63х5 Б 160х12

8х200 8х150 50




k 6х90 6x90




160х100х9 80х8


N=724,2 кН N=549,9 кН


50 30

20


bн

63 Б NнВ

40







А В

А


А А


Проверка прочности стыка: Стык пояса смещен в панель с меньшим усилием (N12), при этом величина смещения такова, что усилия в раско­сах не влияют на работу стыка.

Горизонтальные полки уголков пояса (^ 63х5) перекрываются в сты­ке двумя накладками, вертикальные полки - фасонкой.

Размеры накладок из стали ВСт3пс6 (при толщине не более 10 мм R=24 кН/см2) подбираем из условия их равнопрочности с горизонтальными полками (Ан=Аг.п.=6,30,5=3,15 см2); принимаем bн=16+3-2=17 см, tн=1,0 см, тогда Анфакт=171,0=17 см2.

Включаемое в расчет сечение фасонки определяем из условия его равнопрочности с вертикальными полками (Аф=2Ав.п. при изготовлении фасо­нок и уголков из стали ВСт3пс6), тогда Аф=26,30,5=6,3 см2; соответ­ствую­щая высота включаемого в расчет сечения фасонки: hф=Аф/tф=6,3/1,4=4,5 см, при этом фактический размер фасонки по линии “k-m-k” состав­ляет lk-k=... см.

Прочность стыка проверяется в предположении центрального его заг­ружения силой 1,2N1 (коэффициент 1,2 учитывает условность расчетной схемы)

кН/см2 < R=24 кН/см2.

^ Прикрепление пояса к накладкам: Швы “А” прикреп­ле­ния горизон­таль­­ных полки пояса к накладке рассчитываем по предельному уси­лию, вос­принимаемому накладкой: [Nн]=АнR=1724=408 кН. При kш=8 мм, ш=0,9:

см

Прикрепление пояса к фасонке слева от стыка: Швы “Б” прикреп­ле­ния верти­каль­ных полок пояса к фасонке рассчитываем по предельному уси­лию, вос­принимаемому расчетным сечением фасонки: [Nф]=АфR=6,324=152,2 кН. При kш=8 мм, ш=0,9:

см


4.2 Укрупнительный сварной стык верхнего

пояса фермы из парных уголков.






20 k




N=1338,5 кН N=1338,5 кН

ВвNфtнБ



160х12 6х40 160х12



46

k

4х30 В




75х4,5 75х4,5



Nр=97,70 кН Nр=97,70 кН



30 А tн







160 Nн bн


bг Б NнА


Проверка прочности стыка: а) для накладо из стали Вст3пс6 (при толщине не более 10 мм R=24 кН/см2) A­н=Аг.п.=16,01,2=19,2 см2; принимаем bн=16+3=19 см, tн=1,0 см; Афакт=191,2=22,8 см2.

б) Аф=2Ав.п.=2(161,2)=38,4 см2, тогда вы­сота включаемого в расчет сечения фасонки hф=Аф/tф=38,4/1,4=26,6727 см, что больше фактического размера фасонки по линии “k-k”.


Площадь стыка с площадью сечения, равной 2Ан+Аф проверяем в предположении центрального загружения силой Nст=1,2(N+Nрcos )=1,2х х(1338,5+97,70,695)=1687,6 кН.


кН/см2 < R=24 кН/см2.

^ Прикрепление пояса к горизонтальным накладкам: Швы “А” прикреп­ле­ния горизон­таль­­ной полки пояса к накладке рассчитываем по предельному уси­лию, вос­принимаемому накладкой: [Nн]=АнR=22,824=547,2 кН. При kш=8 мм, ш=0,9:


см

принимаем длину швов: вдоль накладки - ^ 25 см, по скосу накладки- 14 см.

Прикрепление пояса к фасонке: Швы “Б” прикреп­ле­ния верти­каль­ных полок пояса к фасонке рассчитываем по предельному уси­лию, вос­принимаемому расчетным сечением фасонки: [Nф]=АфR=38,424=921 кН. При kш=8 мм, ш=0,9:

см

Высоту вертикальных накладок стыка принимаем hн=33 см > hф=27 см. Площадь сечения двух накладок (2hнtн’) должна быть не менее Аф, 

см, но не менее cм;

принимаем tн’=1,0 см, как и для горизонтальных накладок.

Из условия равнопрочности швов “В” и фасонки (в расчете на ^ 1 см дли­ны шва) 2kшшRушсв=tф1R определяем:




что обеспечивается при kш=9...12 мм и ш=0,8 (сварка полуавтоматическая), а значит окончательно принимаем толщину всех накладок в стыке tн=1,0 см.


4.3 Жесткое сопряжение стропильной фермы с колонной.

4.3.1 Прикрепление верхнего пояса к колонне.

Исходные данные для проектирования: - опорная реакция от снего­вой и постоянной нагрузок Q=FAq+Fсн=241,5+359,1=600,6 кН,

опорный момент М=Млев=-846,29 кНм; соответствующий распор рамы, равный продольной силе в опорном сечении ригеля Nлев=Nлевриг=-564,69 кН.

В

40 А




Нм60 Нм


60 63x5 b=120

40 Б Нм







tф t­фл




кН


Болты прикрепления: Применяем болты нормальной точности из стали 5.6, Rрб=21 кН/см2. Из условия прочности болтов при растяжении:


Абнт.треб.=Нн/Rрб=277,5/21=13,2 см2.


принимаем 4 болта М30 с общей площадью Абнт=45,6=22,4 см2 > 13,2см2. Из условия размещения болтов b=12,0 см, а=26,0 см.

Толщина фланца: Из условия прочности фланца при изгибе:

см,

где кНсм. Принимаем tфл=2,0 см.


Прикрепление пояса к фасонке: Швы “А” прикреп­ле­ния горизон­таль­ных полок пояса к фасонке рассчитываем по уси­лию, вос­принимаемому расчетным сечением фасонки. При kшоб=8 мм, ш=0,9:

см


Прикрепление пояса к фасонке: Швы “Б” прикреп­ле­ния вертикаль­ных полок пояса к фасонки рассчитываем по уси­лию, вос­принимаемому расчетным сечением фасонки. При kшп=8 мм, ш=0,9:

см


Прикрепление фасонки к фланцу: Швы “В” прикреп­ле­ния фасонки к фланцу рассчитываем по уси­лию, вос­принимаемому расчетным сечением фасонки. При kш=8 мм, ш=0,9:

см


4.3.2 Прикрепление нижнего пояса к колонне.





Н=Нм+Nлев=277,55+564,69= =842,19 кН; Q=600,6 кН.


Проверка опорного фланца на смятие: конструктивно при­ни­маем tфл=2,5 см, bфл=20 см.


< 36


Прикрепление столика к ко­лон­не: с учетом случайного экс­центриситета силы Q (еслс/6) на один шов “Ж” передается усилие, равное 2Q/3:




=21,1 см,
50 tф=14










150

В



Н Г




120

Д Q

40 Е



10 есл


hст

ж

Q


300

360


но не более 85шkш=61,2 см. Следовательно, требуемая высота столика hсттреб=21,1+1=22,1 см; принимаем hст=24 см.

Прикрепление опорного раскоса к фасонке: Швы “Б” и “В” прик­реп­­ле­ния горизон­таль­ных и вертикальных полок раскоса к фасонке были рассчитанны ранее (см. табл. 5) и составляют соответственно 16 и 90 см.


^ Прикрепление нижнего пояса к фасонке: Швы “Г” “Д” прикреп­ле­ния го­ри­зонталь­ных и вертикальных полок пояса к фасонке рассчитываем по максимальному уси­лию, возникаю­щему в поясе (см. табл. 4). N=369,71 кН. При kшоб=kшп= 8 мм:

см


по вычисленным длинам швов, отложив их на чертеже, определяем размер фасонки: hф=40 см.

Прикрепление фасонки к опорному фланцу: Эксцентриситет е=hф/2- -12=8 см; Не=8428=2810,56 кНсм. Принимаем kш=0,8 см, ш=0,9:

lшрасч=hф-1 см=40-1=39 см; Aш=2шkшlшрасч=20,90,839=56,16 см2;

Wш=2шkш(lшрасч)2/6=20,90,8392/6=365,04 см3;шQ=Q/Aш=409,33/56,16= =7,29 кН/см2; шH=H/Aш=351,32/56,16=6,26 кН/см2; шHe=He/Wш=2810,56/365,04=7,7 кН/см2;


проверяем прочность шва при условном срезе в наиболее напряженной точке


кН/см2.

5. Расчет ступенчатой колонны производственного здания.


Материал колонны - сталь марки С245, бетон фундамента - В15.


5.1 Расчетные усилия.


Для верхней части части колонны:

- в сечении 1-1 ( комбинация 1,2,3, 4(-),5*) N=-564,69 кН; M=-846,29 кНм;

- в сечении 2-2 ( комбинация 1,2) N=-860,1 кН; M=+244,81 кНм;

Для нижней части колонны: Qmax=177,32 кН;

- в сечении 3-3 ( комбинация 1,3, 4(-),2) N1=2410 кН; M1=-866,8 кНм;

- в сечении 4-4 ( комбинация 1,2,3,4(+),5* )N2=2741,3 кН; M2=1533,2 кНм;


5.2 Определение расчетных длин колонн.


HB/Нн=6400/11400=0,561<0,6 и Nн/NB=2542,8/277,06=11,20 > 3, следова­тель­но 1=2, 2=3; lx1=1l1=21485=2970 см, для верхней части колонны lx2= =3615=1845 см. Расчетные длины из плоскости рамы для нижней и верхней час­тей соответственно ly1=Hн=14850 см; ly2=HB-hб=615-160=455 см.

5.3 Подбор сечений верхней части колонны.

Сечение верхней части колонны принимаем в виде сварного двутавра высотой hв=700 мм. Требуемая площадь сечения:

- для симметричного двутавра ix0,42hв=0,4270=29,4 см; x0,35hв= =0,3570=24,5 см. Приведенная гибкость:

x’=2,731

mx=ex/x=M/(N0,35hв)=150 /24,5=6,11. Принимаем в первом приб­ли­же­нии Aп/Аст=1. =1,4-0,02=1,4-0,02*2,09

=1,358; m1x=mx=1,3586,11=8,3. По x’=2,09, m1x=8,3 прини­ма­ем вн=0,154; Атр=564,69/(0,15423)=159 см2.

5.3.1 Компоновка сечения.

Высота стенки hст=hв-2tп= ( принимаем предварительно толщину по­лок tп=1,4 см )=70-21,4=67,2 см.

При m>1 и ‘>0,8 из условия местной устой­чивости:




tст>67,2/58,2=1,18 см; с целью экономии стали использу­ем закрити­чес­кую работу стенки и принимаем tст=0,8. Включаем в расчетную площадь сечения колонны два крайних учас­т­ка стенки шириной по 0,85tст(E/R)1/2=0,850,8(2,06104/23)1/2=14,94 см. Тре­буемая площадь полки:

см2



Принимаем bп=40 см; tп=1,6 см. Тогда Ап=401,6=72 см2;

bп=40 см = ly2/20=455/20=24 см; bсв/tп=(40-0,8)/(21,6)=10,8<17.

5.3.2 Геометрические характеристики сечения.





Полная площадь сечения А0=2х х401,6+99,80,8=181,00 см2. Расчетная площадь сечения с учетом только устойчивой части стенки А=2401,6+ +20,850,82(20600/23)1/2=176,56 см2.

Ix=0,866,83/12+2401,6((70,0-1,6)/2)2= =174208,00 см4;

Iy=21,6403/12=19200,0 см4; ­

Wx=174208/66,8/2=5184 см3;






8


400







16 672 16


700


ix=см; iy= см


x=Wx/A0=5184/181=26,2 см


5.3.3 Проверка устойчивости верхней части колонны

в плоскости действия момента.


x=1845/29=63,6; x’=x; mx=Mx/(Nх хx)= 150/26,2=5,73; Aп/Аст=1,640/(0,866,8)=1,3;

Значение коэффициента  при Ап/Аст=1,3: =1,358; m1x=mx=1,3585,73=7,78. По вы­численным х’=2,10 и m1x=7,78 принимаем вн=0,145.


=564,69/(0,145181)=21,9 кН/см2 < R=23 кН/см2.


Недонапряжение (23-21,9)/23100%4%.


5.3.4 Проверка устойчивости верхней части колонны

из плоскости действия момента.


M1-1=-846,29 кНм; M2-2=2,2 кНм .Наибольший момент в пределах средней трети расчетной длины стерж­ня lyв:





mx=MA-A/(Nx)=63700/(564,6926,2)=3,94.

При mx=3,94<5, c=/(1+mx); при y=455/9,85=46,00, y=0,850. Коэф­фициенты  и : =1 при 1x<5; =0,65+0,05mx=0,65+0,053,94=0,847.

; Т.к. <24 кН/см2


5.4 Подбор сечений нижней части колонны.


Сечение нижней части колонны - сквозное, состоящее из двух ветвей, соединенных решеткой. Высота сечения hн=1250 мм. Подкрановую ветвь ко­лон­ны принимаем из широкополочного двутавра, наружнюю - составного сечения из трех листов.

Определяем ориентировочное положение центра тяжести. Принима­ем z0=5 см; h0=h-z0=125-5=125 см.


; y2=h0-y1=120-77=43 см.


Усилия в ветвях:

- в подкрановой ветви Nв1=241043/120+86688/120=1586 кН;

- в наружней ветви Nв2=2741,377/120+153320/120=3037 кН.

Определяем требуемую площадь ветвей и назначаем сечение:

- для подкрановой ветви Ав1=Nв1/(R); задаемся =0,8; R=23 кН/см2.

Aв1=1586/(0,823)=86,12 см2.

по сортаменту принимаем двутавр 50Б1, Ав1=93 см2; ix=4,2 см; iy=20 cм;

- для наружней ветви Ав2=Nв2/(R)=3037,00 /(0,823)=165,00 см2, где R=23 кН/см2 для листового проката из стали С245 c <20 мм. Для удобства прикрепления элементов решетки просвет между внутренними гранями по­лок принимаем таким же, как в подкрановой ветви (530 мм). Толщина стенки швелера для удобства соединения встык с полкой надкра­но­вой части колонны tст=16 мм. Высота стенки из условия размещения сварных швов hcт=530мм, Аcт=84,8 см2.

Требуемая площадь полок Ап.тр.=(Ав2-tстhст)/2=(165,00 -1,653)/2= 40,10 см2. Из условия местной устойчивости полки швеллера bп/tп<(0,38+ +0,08‘)(E/R)1/216. Принимаем: tп=2,0 см, bп=21 см, Ап=42 см2.

Геометрические характеристики ветви:

Aв2=1,653+42,02=168,8 см2; z0=(1,6530,8+42211,3)/168,86 см; Ix2= =1,6535,22+22213/12+426,122=8506; Iy2=1,6533/12+42224,72=71098;


см; см;

Уточняем положение центра тяжести сечения колонны h0=hн-z0= 1250-6,0=1190 мм=119,0 см; y1=Aв2h0/(Ав2+Ав1)=168,8119/(93,0+168,8)= 77 см; y2=119,0-77=42 см. Отличие от первоначально принятых разме­ров мало, поэтому усилия в ветвях не пересчитываем.


16 210

20




594

530 468


14 60 у2=420 у1=770



h0=1190

hн=1250


5.4.1 Проверка устойчивости ветвей.


Из плоскости рамы (относительно оси y-y) ly=1485 см. Подкрановая ветвь: y=ly/iy=1485/20,0=74,25, следовательно y=0,747.


кН/см2 < R=23 кН/см2.


Наружняя ветвь: y=ly/iy=1485/20,50=72,01 следовательно y=0,750. =Nв2/(yAв2)=3037/(0,750168,8)=22,8 кН/см2< R=23 кН/см2.

Из условия равноустойчивости подкрановой ветви в плоскости и из плоскости рамы олределяем требуемое расстояние между узлами решетки: x1=lв1/ix1=y=74,25; отсюда lв1=74,25ix1=61,734,20=310,0 см, принимаем lв1=281 см, раз­делив нижнюю часть колонны на целое число панелей n=5. (14850-7000-100=14050; 14050/5=2810)

Проверяем устойчивость ветвей в плоскости рамы (относительно осей x1-x1 и х2-х2):

- для подкрановой ветви х1=281/4,20=66,9, следовательно х=0,780.


=Nв1/(Aв1)=1579/(0,78093)=21,8 кН/см2< R=23 кН/см2.


- для наружней ветви х2=281/7=40, следовательно х=0,890.


=Nв2/(Aв2)=3037/(0,890168,8)=20,3 кН/см2< R=23 кН/см2.


5.4.2 Расчет решетки подкрановой части колонны.


Поперечная сила в сечении колонны Qmax=177,32 кН; Qусл=0,2А=0,2х х(93+168,8)=52,3 кН < Qmax, расчет решетки проводим на Qmax.

Усилия сжатия в раскосе: NR=Qmax/2sin=177,32/20,665=134,0 кН, где sin=hн/lр=125/0,665, 41 - угол наклона раскоса. За­да­ем­ся р=100 следовательно =0,55.

Требуемая площадь раскоса: Aр.тр.=NR/R=134,00/(0,55230,75)= =14,10 см2. По сортаменту принимаем равнополочный уголок 90х9 с Ар= =15,6 см2, imin=1,77 см.

Проверка напряжения в раскосе: max=lр/imin=189/1,77=106, следова­тель­но =0,520, где lр=hн/sin=125/0,665=189 см.


=Nр/(Aр)=134/(0,52015,6)=16,5 кН/см2< R=230,75=17,25 кН/см2.


5.4.3 Проверка устойчивости колонны в плоскости

действия момента, как единого стержня.

Геометрические характеристики всего сечения: A=Ав1+Ав2=93+ +168,8=261,8 см2; Ix=Ав1y12+Ав2y22=9377,02+168,842,02=849160,0 см4; ix=(Ix/ /А)1/2=(849160,0/261,8)1/2=57 см; x=lx1/ix=2970/57,0=30,86. Приведенная гибкость:

,

где 1=27 при =45...60, Ар1=2Ар=215,6=31,2 см2. пр’=пр54x x1,80.

Для комбинации усилий, догружающих наружнюю ветвь (сечение 4-4) N2=2741,3 кН; М2=1533,20 кНм.


, а значит вн=0,490

=N2/(внA)=2741,3/(0,490261,8)=21,3кН/см2< R=23 кН/см2.

Для комбинации усилий, догружающих подкрановую ветвь (сечение 3-3) N1=2410 кН; М1=-866,88 кНм.


, следовательно вн=0,480


=N1/(внA)=2410/(0,480261,8)=19 кН/см2< R=23 кН/см2.


Устойчивость сквозной колонны как единого стержня из плоскости действия момента проверять не нужно, т.к. она обеспеченна проверкой устой­чивости отдельных ветвей.

5.5 Расчет и конструирование узла сопряжения верхней и нижней частей колонны.

Расчетные комбинации усилий в сечении над уступом:

1. M=293,89 кНм; N=-501 кН

2. М=-244,81 кНм; N=-860,1 кН

Давление кранов Dmax=1762 кН.

Прочность стыкового шва (ш1) проверяем по нормальным напряже­ниям в крайних точках сечения надкрановой части.

1-я комбинация M и N:

- наружняя полка =N/A0+М /W=501/181+29389/5184=8,4 < 23;

- внутреняя полка =N/A0-М /W=501/181-29389/5184=-2,9 < 23;

2-я комбинация М и N:


- наружняя полка =N/A0-М /W=860,1/181-24481/5184=0 < 23;

- внутреняя полка =N/A0+М /W=860,1/181+24481/5184=9,4 < 23.




hв=700 Dmax




N




М+150

20

M- -180x12


ш1 Z 700


ш3 700 293,0


tтр=21




ш2 -465x12

16







hн=1250




Толщину стенки траверсы определяем из условия смятия: tтр>Dmax/ /lсмRсм.т=1762/(3435)=1,48 см, где lсм=bор+2tпл=30+22=34 см. Принима­ем tтр=1,6 см.

Усилия во внутренней полке в верхней части колонны (2-я комбина­ция): Nп=N/2+M/hв=860,1/2+24481/70=780 кН.

Длина шва крепления вертикального ребра траверсы к стенке тра­версы (ш2):­ lш2=Nп/4kш(Rусвусв)min. Применяем полуавтоматическую свар­ку проволокой марки СВ-08А, d=1,4...2 мм, Rушсвш=180,9=16,2 кН/см2<Rуссвс=16,51,05=17,3 кН/см2. Все швы в колонне рассчитываем по гра­нице сплавления.


lш2=780/40,616,2=20 см что в свою очередь меньше 85шkш=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. Сочетания 1,2,3,4(-),5*: N=824,2 кН; M=110,72 кНм.


F=Nhв/2hн-М/hн+Dmax0,9=824,270/(2125)-110,72102/125+17620,9=1728 кН


Требуемая lш3=F/4kш(Rусвусв)min=1728/40,816,2=44,8 см.

Из условия прочности стенки подкрановой ветви в месте крепления траверсы определяем высоту траверсы:


hтр>F/2tст.вRср=1728/(20,9513,5)=68 см,


где tст.в.=9,5 мм - толщи­на стенки двутавра 50Б1, принимаем hтр=70 см.

Проверим прочность траверсы как балки, нижний пояс траверсы при­нимаем конструктивно из листа 465х12 мм, верхние горизонтальные реб­ра - из 2х листов 180х12 мм.

Геометрические характеристики траверсы. Положение центра тяжес­ти сечения траверсы:

см

Ix=1,268,83/12+68,81,25,62+1,246,529,42+2181,224,42=109106 см4


Wmin=Ix/yв=109106/40,7=2680 см3.

Максимальный изгибающий момент в траверсе возникает при вто­рой комбинации усилий:

тр=Мтр/Wmin=13100/2680=4,88 кН/см2 кН/см2.


Максимальная поперечная сила в траверсе с учетом усилия от кранов возникает при комбинации усилий 1,2,3,4(-),5*.

кН

тр=Qmax/tтрhтр=1270/(1,268,8)=12,8 кН/см2ср=13,5 кН/см2.

5.6 Расчет и конструирование базы.

Ширина нижней части колонны превышает 1 м, следовательно проек­тируем базу раздельного типа. Расчетные комбинации усилий в ниж­нем сечении колонны (сечение 4-4):

1. M=1533,15 кНм; N=2741,31 кН - для расчета базы наружней ветви.

2. М=181,94 кНм; N=2542,76 кН (1,2,3,4(+),5) - в комбинации усилий учтена нагрузка от снега, т.к.: M/hн=3974/150=26,49 кН<Ny2/hн=86,1877 /125=43,87 кН - снеговая нагрузка не разгружает подкрановую ветвь.

Усилия в ветвях колонны. Nв1=18194/119+2542,7676,35/146,3=1451,36 кН; Nв2=153315/119+2741,3177/119=3062,00 кН.

5.6.1 База наружней ветви.

Требуемая площадь: Aтр=Nв2/Rф=3062/0,84=3645 см2, где Rф= =Rб=1,20,7=0,84 кН/см2. По конструктивным соображениям свес плиты с2 должен быть не менее 4 cм. Тогда В>bк+2с2=53,0+24=61 см, принимаем В=67 см. Lтр=Aтр/В=3645/67=55,8 см, принимаем L=56 см. А=6756=3752 см2. Среднее напряжение в бетоне под плитой ф=Nв2/А=3062,0/3752=0,81 кН/см2<0,84 кН/см2.Из условия симметричного расположения траверс относительно цент­ра тяжести ветви расстояние между траверсами в свету равно 2(bп+tст­- z0)=2(21+1,6-6,0)=33,2 см, при толщине траверсы 12 мм с1=(56-33,2-21,2)/2= =10,7 см.

Определяем изгибающие моменты на отдельных участках плиты.

Участок 1 (консольный свес с=с1=10,7 см): M1=фс12/2=0,8110,72/2=46 кНсм;

Участок 2 (консольный свес с=с2=8,9 см): M2=0,818,92/2=32 кНсм;

Участок 3 (плита, опертая на четыре стороны b/a=46,8/21=2,29>2, =0,125):

M3=фа2=0,1250,81212=44,7 кНсм;

Участок 4 (плита, опертая на четыре стороны b/a=46,8/10,6=4,4>2, =0,125):


M4=фа2=0,1250,8110,62=11,38 кНсм;

Принимаем для расчета Мmax=M1=46,4 кНсм.

Требуемая толщина плиты tпл= см, при­ни­маем tпл=40мм (2 мм - припуск на фрезеровку).


Высоту траверсы определяем из условия размещения шва крепления траверсы к ветви колонны. Требуемая длина шва lш.тр.=Nв2/4kшх х(Rусвусв)min=3062,0/(40,816,2)=59 см < 850,90,8=61 см. Принима­ем hтр=60 см.

280 280




А А







335 2 с2

40




3




600

335

1







40

с1 10,7


500 750


6. Расчет подкрановой балки.


Для крана Q=80/20 среднего режима работы наибольшее вертикаль­ное усилие на колесе Fкн=400 кН; вес тележки Gт=380 кН; тип кранового рельса - КР-100.

Схема крановой нагрузки: Fк1 Fк1 Fк2 Fк2=Fкн

Для кранов тяжёлого режима работы попе-

речное горизонтальное усилие на колесе

определяется по формуле: Tкн=0,03Fкн= 1575 900 4600 900 1575

=0,03400=15 кН.

Расчетные значения усилий на колесе крана определяем с уч