Реферат: Конструктивная схема одноэтажного промышленного здания

--PAGE_BREAK--Требуемый момент сопротивления балки
Wxmp=Mf·β·γn/Ry·γc

где Mf-расчетный изгибающий момент, кН·см

Ry— расчетное сопротивление стали растяжению, сжатию, изгибу по

пределу текучести; Ry=33 кН/см2

β-коэффициент, учитывающий дополнительные напряжения в верхнем

поясе балки от горизонтального воздействия крановой нагрузки;

принимаемый равным β=1,05

γn— коэффициент надежности по назначению; γn=1

γс— коэффициент условий работы, принимаемый в данных условиях γс=1
Wxmp=72900·1,05·1/33·1=2320 см3




<img width=«290» height=«304» src=«ref-1_1399809070-18898.coolpic» hspace=«12» v:shapes="_x0000_s1028">
Рис. 8. Схема подкрановой и тормозной балок
Минимальная высота подкрановой балки
hmin=5·γc·Ry·l·n·Mln/24·E·Mf



где l-пролет балки, см

Е- модуль упругости стали Е=206·102 кН/см2

Mln– нормативный изгибающий момент в балке при загружении ее одним

краном

n— величина, обратная предельному относительному прогибу, для балок

под краны нормального режима n=400

hmin=5·1·33·600·400·45600/24·20600·72900=50,1 см
Оптимальная высота балки
hopt=k·Ö(Wxmp/tw)


где k— коэффициент, зависящий от конструктивного оформления балки;

при постоянном сечении сварных балок k=1,15

tw— толщина стенки, см

Предварительно толщина стенки определяется по формуле

tw=7+3hmin/1000

tw=7+3·501/1000=8,5 мм

Принимаем tw=9 мм

hopt=1,15·Ö(2320/0,9)=58,4 см

Принимаем h=60 см

Уточним толщину стенки из условия обеспечения ее прочности при работе на срез ( сдвиг)
tw>1,5·Qf· γn/hw·Rs· γc



где hw— высота сечения; hw=h-2tf=60-2*1,8=56,4см

tf— толщина пояса, предварительно принимаемая равной tf=14-20мм; =18мм

Rs— расчетное сопротивление сдвигу, кН/см2; Rs=19,14 кН/см2

tw>1,5·547· 1/56,4·19,14· 1=0,48см

Оставляем толщину tw=9мм.

hopt=1,15·Ö(2320/0,9)=58,4 см

Принимаем h=60 см

Проверка:

tw>1,5·547· 1/56,4·19,14· 1=0,76см tw=0,9см>=0,76см
Требуемая площадь сечения каждого поясного листа при симетричной балке равна


Аf=Wxmp/h-tw·h/6
Аf=2320/60-0,9·60/6=29,7 см2

Толщина поясного листа tf=18мм. Ширина поясных листов bf=180мм.

Площадь сечения поясного листа Af=tf*bf=1,8*18=32,4см2.

По требованию обеспечения местной устойчивости поясов балки необходимо чтобы соблюдалось условие
Bef/tf<0,5Ö(E/Ry)
где Bef– ширина свеса сжатого пояса Bef=(Bf-tw)/2

Bef=(180-9) /2=85,5мм

8,55/1,8<0,5Ö(20600/33)

4,75<12,49

Условие выполняется

Проверка прочности и жесткости подкрановой балки
    продолжение
--PAGE_BREAK--Площадь сечения элементов (см2): Стенки балки Aw=hw·tw=56,4·0,9=50,76 cм2 Верхнего пояса Aft=Bf·tf=32,4 cм2 Нижнего пояса Afb=Bf·tf=32,4 cм2 Тормозного листа Ash=Bsh·tsh=85·0,6=51см2
где tsh— толшина стального рифленого листа: tsh=6мм

Bsh— ширина стального листа, зависящая от конкретных размеров

конструкций и измеряющаяся в пределах 85…90 см. =85см.

Площадь поперечного сечения швеллера Aсh, выполняющая роль пояса тормозной балки для швеллера №16 Aсh= 18,1 см2

Момент инерции (см4) площади поперечного сечения балки относительно оси Х-Х
Ix= hw3·tw/12+2·( Bf·tf3/12+ Afb((hw+tf)/2)2)

Ix= 56,43·0,9/12+2·( 18·1,83/12+ 32,4((56,4+1,8)/4)2)=68346 см4
Расстояние от центра тяжести тормозной балки до оси Y-Y0 (см)


Хc=(Ach·Xcho+Ash· Xsho)/( Ach+ Ash+2Aft)

Хc=(18,1·83+51· 40,5)/( 18,1+ 51+2*32,4) =26,7 см
где Xcho– расстояние от оси Y0-Y0 балки до центра тяжести окаймляющего

швеллера

Xsho– расстояние от оси Y0-Y0 балки до центра тяжести тормозного листа

Момент инерции площади поперечного сечения тормозной балки относительно оси Y-Y(см4)
Iy=Ich+AchXch2+tshb3sh/12+ AshXsh2+ tfb3f/12+AftXc2



где Xch-расстояние от оси Y-Yдо центра тяжести швеллера

Xsh-расстояние от оси Y-Yдо центра тяжести тормозного листа

Ich— собственный момент инерции швеллера

Iy=63+18,1·56,32+0,6·853/12+ 51·13,82+ 1,8·183/12+32,4·26,72=121826 см4
Моменты сопротивления площади поперечного сечения:

-подкрановой балки относительно оси Х-Х
Wx=2Ix/hWx=2*68346/60=2278 см3



-тормозной балки относительно оси Y-Y
Wy=Iy/(Xc+bf/2) Wy=121826/(26,7+18/2)=3413 см3
Статический момент (см3) половины сечения подкрановой балки относительно нейтральной оси Х-Х
Sx= Af(hw+tf)/2 + Awhw/8

Sx= 32,4(56,4+1,8)/2 + 50,76·56,4/8=1300 см3
Проверка прочности подкрановой балки по нормальному напряжению в ее верхнем поясе производится по формуле
σмах=Mf/Wx+Mt/Wy<Rγc/γn

σмах=72900/2278+2420/3413=32,7кН/см2<33·1/0,95=34,7
Условие выполнено.

Проверка прочности балки по касательному напряжению:
τmax=QfSx/Ixtw<Rsγc/γn

τmax=547·1300/68346·0,9=11,6кН/см2<19,14·1/0,95=20,2
Проверка прочности стенки балки по местному напряжению от давления кранового колеса
σloc=γwfγfFn/twlef<Ryγc/γn
σloc=1,1·1,1·315/0,9·23,4=18,1кН/см2 <33·1/0,95=35 Условие выполнено.

где γwf— коэффициент, учитывающий неравномерность давления колес и

повышенную динамичность под стыком рельсов, принимаемый для

кранов нормального режима работы γwf=1,1

γf-коэффициент надежности по нагрузке γf=1,1

lef— условная длина распределения местного давления (см), определяемая

в сварных балках по формуле
lef=3,25* 3Ö(If/tw)=3,25* 3Ö(336/0,9)=23,4см


где If— сумма моментов инерции площади сечения верхнего пояса балки и  кранового рельса относительно собственных осей
If=bft·tf3/12+Ir=18·1,83/12+327=336см4



Ir— момент инерции кранового рельса, принимаемый по соответствующему

ГОСТу. =327см4

Проверка жесткости подкрановой балки производится по формуле

f=Min·l2·γc/10·E·Ix <fu;

f=45600·6002·1/10·20600·68346=1,2см <1,5 Жесткость соблюдена.

где f— прогиб балки от нормативной нагрузки

Min-нормативный изгибающий момент (кН·см) в балке от загружения ее

одним краном

fu— предельный прогиб, равный для балок под краны режимов работы

1К-6К l/400=600/400=1,5см

Перенапряжения в конструкциях не допускаются.

Обеспечение местной устойчивости элементов подкрановой балки

Общая устойчивость подкрановой балки при наличии тормозной балки обеспечена.

Местная устойчивость сжатого (верхнего) пояса подкрановой балки обеспечена, если выполняется условие
Bef/tf<0,5√(E/Ry)
где Bef-ширина свеса пояса

8,55/1,8<0,5Ö(20600/33)

4,75<12,49

Условная гибкость стенки балки


λw=(hw/tw) √(Ry/E)≤ 2,2
λw=56,4(33/20600)1/2/0,9=2,173< 2,2 Условие выполняется

Определение размеров опорного ребра балки

Разрезная подкрановая балка опирается на колонну посредством опорного ребра с выступающим пристроганным торцом

Требуемая площадь сечения ребра (см2)
Ap>Qf·γn/Rp· γc



где Rp— расчетное сопротивление стали смятию торцевой поверхности, кН/см2

Ap>547·0,95/48·1=11 см2

Ширина опорного ребра (см)
Bα=Ap/tα=11/1,2=9,2 см
где tα— толщина ребра, назначаемая в пределах 12…20мм. =1,2см

Принимаем Bα=180 мм

Ширина выступающей части ребра (ширина свеса Bef) из условия обеспечения его местной устойчивости должна отвечать неравенству

Bef/tα<0,5√(E/ Ry)

Ширина свеса Bef=(Bα-tw)/2=(9,2-0,9)/2=4,15см

4,15/1,2<0,5√(20600/33)

3,46<12,49

Местная устойчивость обеспечена.

Выступающая вниз часть ребра а должна отвечать неравенству а<1,5 tα;

Принимаем а=18мм

18≤1,5·12=18мм – условие выполняется
Определение веса и массы подкрановой балки

Вес подкрановой балки (кН):

G=ψAlγct,

где ψ-строительный коэффициент, принимаемый для сварных балок с

поперечными ребрами жесткости: ψ=1,2

А- площадь поперечного сечения балки, м2

γct— объемный вес стали: γct=78,5 кН/м3

l-пролет балки, м
A=ΣAi=Aw+2Af+Ash+Ach=50,76+2*32,4+51+18,1=184,66см2=0,0185м2

G=1,2*0,0185*6*78,5=10,5кН
Масса подкрановой балки (т):
M=G/g
где g– ускорение свободного падения. = 9,81м/с2

М=10,5*1000/9,81=1070кг=1,07т
4.Расчет стропильной фермы
Исходные данные :

Схема: № 2. Схема компановки:№4.

Пролёт фермы :24 м.

Длинна панели нижнего пояса: 3м.

Опорная стойка: 1,6м.

Шаг фермы: 6 м.

Сталь фермы: 14Г2

Постоянные нормативные нагрузки: 0,6 – 0,2 – 0,14 – 0,4кН/м2

Вес тельфера 70 кН.

Район строительства: Вильнюс.

Рассчитать узлы: Е.

Уклон фермы: 1/8

Определим геометрические длины всех панелей поясов.
L15 = L14 = L13 = L12 = L11 = L10 = L9 = L8 = 3 м.

tg α = 1/8 α = 7012’

sin α = 0.124

cos α = 0.992

L0= L1 = L2 = L3 = L3 = L4 = L5 = L7 = L6 = 3 м.
Определим геометрические длины всех стоек.
L’0= L’16 = 1,6 м.

L’2 = L’14 = 1,98 м.

L’4 = L’12 = 2,36 м.

L’6 = L’10 = 2,74 м.

L’8 = 3,1 м.
Определяем геометрические длины всех раскосов.
<img width=«91» height=«24» src=«ref-1_1399827968-193.coolpic» v:shapes="_x0000_i1032">

<img width=«96» height=«24» src=«ref-1_1399828161-196.coolpic» v:shapes="_x0000_i1033"> L’5=L’11=3,8м

<img width=«88» height=«24» src=«ref-1_1399828357-186.coolpic» v:shapes="_x0000_i1034">
Определение нагрузок на ферму.

На ферму действует два вида нагрузок:

§                   Постоянная от собственного веса конструкций покрытия

§                   Кратковременная снеговая
Таблица 1 — Нагрузки на ферму приведены в табличной форме:

Вид нагрузки

Составляющие нагрузки

Нормат. Значение нагрузки, кН/м2

Коэффи циент надеж-ности по нагрузке

Расчетное значение нагрузки, giкН/м2

Постоянная


Гравийная защита-20мм;

ж/б плита

gn=0,4; 1,4

γf=1,3; γf=1,1

gn*γf=0,52; 1,54

Гидроизоляционный рубероидный ковер в 3 слоя

0,15

1,3

0,198

Утеплитель-пенобетоннные плиты толщиной120мм,

γ=5 кН/м3

0,6

1,2

0,72

Пароизоляция из одного слоя рубероида

0,05

1,3

0,065

Выравнивающая цементная стяжка толщиной 20мм

0,4

1,3

0,52

Стальные конструкции покрытия (фермы, связи)

0,4

1,05

0,42

ИТОГО





g=3,98

Кратко-временная

Снег по всему покрытию

0,5

1,4

0,7



ВСЕГО





4,68



Собственный вес фермы со связями определяется по формуле

gn=1,2ψirL, где ψir=3- коэффициент веса, изменяющийся для ферм L=12…24м при нагрузке 1,4…4кН/м2

gn=1,2·3·24=86,4 кН/м2

Полное расчетное значение снеговой нагрузки:

S=Sn·γf, где γf-коэффициент надежности по нагрузке. =1,4

S=0,5·1,4=0,7кН/м2

Нормативное значение Sn=1*S

Sn=1·0,5=0,5 кН/м2

Расчетное значение погонной постоянной нагрузки (кН/м), где В=6м-шаг фермы

g1=gB=3,98·6=23,88кН/м

Расчетное значение погонной снеговой нагрузки(кН/м)

S1=SВ=0,7·6=4,2кН/м

Узловая нагрузка на промежуточные узлы фермы (кН)
F1=(g1+S1)·d,
где d=3м- длина панели верхнего пояса

F1=(23,88+4,2)·3=84,24 кН

Нагрузка на надопорный узел F2будет вдвое меньше, так как она собирается с половины панели



F2=0,5 F1

F2=0,5·84,24=42,12 кН
Опорные реакции определяются по формуле V=ΣFi/2,

где ΣFi— сумма всех узловых нагрузок на ферму

V=8*84,24/2=336,96 кН
Определение усилий в стержнях фермы




Загружение 1
<img width=«405» height=«126» src=«ref-1_1399828543-10548.coolpic» v:shapes="_x0000_i1035">


Эпюра N

Единицы измерения — кН



Усилия ( нормальные силы ) в стержнях фермы пролетом 24 м


Подбор уголковых профилей для стержней фермы

Стропильные фермы относятся к так называемым легким фермам, для которых наиболее распространены стержни таврового сечения из двух прокатных уголков. Перспективными являются фермы, стержни которые

выполняются из труб, фермы с применением элементов таврового сечения и др.

Назначение толщины фасонок

Толщина узловых фасонок назначается в зависимости от усилий в стержнях решетки. По наибольшему усилию назначается толщина фасонок = 14мм, которая может быть принята одинаковой во всех узлах фермы.

Подбор сечений
стержней фермы

Верхний пояс:

Требуемая площадь сечения сжатого стержня (см2) определяется из условия обеспечения его устойчивости по формуле

Aтр=N·γn/φ·Ry· γc
где N— продольная сила в стержне, кН

φ-коэффициент продольного изгиба

Задаемся гибкостью λ=90; φ=0,6

Aтр=703·1,1/0,6·33·0,85=46 см2

Затем находят требуемые радиусы инерции (см):
<img width=«192» height=«56» src=«ref-1_1399855570-501.coolpic» v:shapes="_x0000_i1037">
где

λ0=90 – гибкость стержня;

<img width=«23» height=«28» src=«ref-1_1399856071-106.coolpic» v:shapes="_x0000_i1038">= 3 м — расчетная длина стержня в плоскости фермы, принимаемая равной его геометрической длине;

<img width=«23» height=«28» src=«ref-1_1399856177-109.coolpic» v:shapes="_x0000_i1039">- расчетная длина стержня из плоскости фермы, зависящая от системы связей между фермами и от способа крепления к фермам плит или прогонов (можно принимать <img width=«23» height=«28» src=«ref-1_1399856071-106.coolpic» v:shapes="_x0000_i1040"> = <img width=«23» height=«28» src=«ref-1_1399856177-109.coolpic» v:shapes="_x0000_i1041"> ).
ixтр= iу тр= 300/90=3,3 см
Принимаем сечение из двух уголков №10 (толщина фасонки 14мм)

Афакт, уголка=29,8 см2

ix=2,98 см= iy

Посчитаем фактические гибкости стержня:
<img width=«134» height=«56» src=«ref-1_1399856501-402.coolpic» v:shapes="_x0000_i1042">


Т.к. уголок равнополочный, принимаем

λх = 300/2,98=101

λy= 101

φmin=0,5

Проверка стержня на устойчивость:

σ=N/ φ·A<Ry· γc/ γn

σ=703/(0,5·2*29,68) =11,8<33*0,85/1,1=12,8 -условие выполняется

Фактические гибкости сопоставляются с предельной гибкостью, равной для сжатых поясов и опорных раскосов: λu=180-60α,

где α— коэффициент, принимаемый не менее 0,5
<img width=«132» height=«56» src=«ref-1_1399856903-588.coolpic» v:shapes="_x0000_i1043">
α=703·1,1/(0,5·59,36·0,85·33) =0,93

λu=180-60·0,93=124,2

λх=101 < λu=124,2 -сечение принято

Нижний пояс: Требуемая площадь сечения уголков растянутого стержня (см2) определяется по формуле:

Aтр=N·γn/ Ry· γc

где N— продольная сила в стержне, кН

Aтр=693·1,1/33·0,85=27,2 см2

Принимаем сечение из двух уголков №11/7

Афакт, уголка=13,93 см2

Затем подобранное сечение проверяем по гибкости

ix=3,51 см, iy=1,98 см ,

λх=lx/ix=300/3,51=85,5 < λu=400

λy= ly/iy=300/1,98=151,5< λu=400

где lx— расчетная длина стержня в плоскости фермы, равная его

геометрической длине

ix— радиус инерции принятого сечения

Сечение принято.

Стержни решетки:

Требуемая площадь сечения сжатого стержня стойки (см2) определяется из условия обеспечения его устойчивости по формуле
Aтр=N·γn/φ·Ry· γc
Задаемся гибкостью λ=150; φ=0,2

Aтр=337·1,1/0,2·33·0,85=66,1 см2

Принимаем сечение из двух равнополочных уголков №12,5:

Афакт, уголка=33,37см2

ix=3,8см=iy

λх=0,8*lmax/ix=0,8*410/3,8=86,3=λy

φmin=0,5

Проверка стержня на устойчивость

σ=N/ φ·A<Ry· γc/ γn

σ=337/0,5·2*33,7=10,1<33·0,8/1,1=24 — условие выполняется Предельная гибкость:

λu=210-60α

где α— коэффициент, принимаемый не менее 0,5.
α=N·γn / φmin·Ry· γc·A=337·1,1/0,5·66,74·0,8·33=0,42

λu=210-60·0,5=180
λх=86,3 < λu=180- сечение принято

Требуемая площадь сечения растянутых раскосов (см2) определяется по формуле:
Aтр=N·γn/ Ry· γc


где N— продольная сила в стержне, кН

Aтр=492·1,1/33·0,85=19,3 см2

Принимаем сечение из двух неравнополочных уголков №8/6 (толщина фасонки 14 мм)

Афакт, уголка=10,67см2

Затем подобранное сечение проверяем по гибкости
ix=2,5см iy=1,74см

λх=0,8lx/ix=0,8*380/2,5=122 < λu<400

λy= ly/iy=380/1,74=218 < λu<400
Сечение принято.

Требуемая площадь сечения сжатых раскосов (см2) определяется из условия обеспечения его устойчивости по формуле
Aтр=N·γn/φ·Ry· γc
Задаемся гибкостью λ=150; φ=0,2

Aтр=337·1,1/0,2·33·0,85=66,1 см2

Принимаем сечение из двух равнополочных уголков №12,5:

Афакт, уголка=33,37см2

ix=3,8см=iy

λх=0,8*410/3,8=86,3=λy

φmin=0,5

Проверка стержня на устойчивость
σ=N/ φ·A<Ry· γc/ γn
σ=337/0,5·66,74=10, 1 < 33·0,8/1,1=24 -условие выполняется Предельная гибкость:

λu=210-60α

где α— коэффициент, принимаемый не менее 0,5.
α=N·γn / φmin·Ry· γc·A=337·1,1/0,5·66,74·0,8·33=0,42

λu=210-60·0,5=180
λх=86,3 < λu=180- сечение принято

Сечение принято.



--PAGE_BREAK--Результаты расчетов по подбору профилей для стержней фермы

--PAGE_BREAK--В- шаг поперечных рам,
Ветровая нагрузка (кН), действующая на шатер, заменяется сосредоточенными силами, приложенными на уровне ригеля:

С наветренной стороны Fw= γf·c·K·Wо·B·h

С заветренной стороны Fw´= γf·c´·K·Wо·B·h

где К- коэффициент, равный 1

h— высота шатра, м

Fw= 1,4·0,8·1·0,48·6·3,1=10 кН

Fw´= 1,4·0,6·1·0,48·6·3,1=7,5 кН

Суммарная силаFwо= Fw+ Fw´cчитается приложенной к левой стойке рамы на уровне низа ригеля.

Fwо=10+7,5=17,5 кН

В курсовом проекте разрешается считать конструкцию стенового заполнения самонесущей, опирающееся на фундаменты. Поэтому вес стеновых ограждающих конструкций при расчете рамы не учитывается.

Определение усилий в стойках рамы

Фактическая высота верхней части колонны (стойки) (м):
l2=hg+hr+H2-0,15,


где hg– фактическая высота подкрановой балки с учетом выступающей части опорного ребра

hg=600 мм;

hr– высота кранового рельса; hr=120мм

l2=0,6+0,12+3,4-0,15=3,97м

Фактическая высота нижней части колонны (м):

l1=l-l2=11,2-3,97=7,2м

Далее следует предварительно принять соотношение между жесткостями сечений верхней и нижней частей колонны:
<img width=«78» height=«52» src=«ref-1_1399866927-264.coolpic» v:shapes="_x0000_i1056">
где J1; J2-моменты инерции сечений нижней и верхней частей колонны.
<img width=«249» height=«154» src=«ref-1_1399867191-957.coolpic» v:shapes="_x0000_i1057">

Расчетная схема рамы и характерные сечения стойки
Определение усилий в стойках рамы

Усилия в стойках рамы от постоянной нагрузки


От действия силы Vg( рис.16 ) на уровне ступени колонны вследствие смещения осей верхней и нижней частей стойки возникает изгибающий момент


<img width=«77» height=«28» src=«ref-1_1399868148-393.coolpic» v:shapes="_x0000_i1058">
где е — эксцентриситет, равный приближенно:
<img width=«128» height=«24» src=«ref-1_1399868541-268.coolpic» v:shapes="_x0000_i1059">

е=0.5*(1000-500)=250мм

Мg=286,56*0,25=71,64кН*м
Нормальная сила в ригеле рамы от постоянной нагрузки (то есть лишнее неизвестное) (кН):
<img width=«137» height=«61» src=«ref-1_1399868809-611.coolpic» v:shapes="_x0000_i1060">

Xg=3*71,64*(1-0,3552)/2*11,2(1+0,3553*9)=5,98кН

где <img width=«52» height=«50» src=«ref-1_1399869420-192.coolpic» v:shapes="_x0000_i1061">; <img width=«161» height=«45» src=«ref-1_1399869612-429.coolpic» v:shapes="_x0000_i1062">
<img width=«103» height=«25» src=«ref-1_1399870041-180.coolpic» v:shapes="_x0000_i1063"> Рекомендуется принимать n= 8…12

В стойках будут действовать изгибающие моменты (рис.17 ):

<img width=«163» height=«28» src=«ref-1_1399870221-565.coolpic» hspace=«12» v:shapes="_x0000_s1029">в сечении 1-1 =71,64-5,98*11,2=-4,7кНм
<img width=«171» height=«28» src=«ref-1_1399870786-578.coolpic» hspace=«12» v:shapes="_x0000_s1030">в сечении 2-2 =71,64-5,98*3,97=47,9кНм

<img width=«135» height=«28» src=«ref-1_1399871364-476.coolpic» hspace=«12» v:shapes="_x0000_s1031">

в сечении 3-3 =-5,98*3,97=-23,74кНм

<img width=«63» height=«28» src=«ref-1_1399871840-310.coolpic» hspace=«12» v:shapes="_x0000_s1032">

Нормальная сила в стойках рамы (кН) =286,56кН
Поперечная сила в левой стойке <img width=«57» height=«29» src=«ref-1_1399872150-324.coolpic» v:shapes="_x0000_i1064">=5,98кН


<img width=«269» height=«122» src=«ref-1_1399872474-6414.coolpic» v:shapes="_x0000_i1065">

Рис. 17. Эпюра усилий в раме от постоянной нагрузки
Усилия в стойках рамы от снеговой нагрузки

Значения усилий в стойках рамы от снеговой нагрузки определяются путем умножения соответствующих усилий от постоянной нагрузки на переходной коэффициент К= Vp/ Vg=50,4 /286,56 =0,18

Усилия в стойках рамы от вертикальных крановых нагрузок

От действия сил вертикального давления кранов на уровне консолей в стойках рамы возникают моменты
Mmax= Dmax·ec

ec=0, 5 м

Mmax= 717,36 ·0,5=358,68 кН·м

Mmin= Dmin·ec

Mmin=223,68 ·0,5=111,84 кН·мСхема к определениюес

<img width=«226» height=«54» src=«ref-1_1399878888-1006.coolpic» v:shapes="_x0000_i1066">,

где <img width=«161» height=«45» src=«ref-1_1399869612-429.coolpic» v:shapes="_x0000_i1067">

<img width=«337» height=«54» src=«ref-1_1399880323-1777.coolpic» v:shapes="_x0000_i1068">
Изгибающие моменты в расчетных сечениях левой стойки
Mс 1-1= Xсl— Mmax=19,6·11,2-358,68 = -139,16 кН·м

Mс 2-2= Xсl2— Mmax=19,6·3,97-358,68 = -280,87 кН·м

Mс 3-3= Xсl2=19,6·3,97=77,8кН·м
Изгибающие моменты в расчетных сечениях правой стойки
Mс ´1-1= Xсl— Mmin=19,6·11,2-111,84=107,7 кН·м

Mс ´2-2= Xсl2— Mmin=19,6·3,97-111,84= -34кН·м

Mс ´3-3= Xсl2=19,6·3,97=77,8кН·м
Нормальная сила в левой и правой стойках (кН):
N= Dmax=717,36 кН

N’= Dmin=223,68 кН
Поперечные сили в левой и правой стойках (кН):

Q= -19,6 кН

Q’= 19,6 кН


Усилия в стойках рамы от горизонтальных крановых нагрузок

Усилие Х в ригеле (кН):
<img width=«172» height=«54» src=«ref-1_1399882100-505.coolpic» v:shapes="_x0000_i1069">

<img width=«334» height=«54» src=«ref-1_1399882605-1614.coolpic» v:shapes="_x0000_i1070">
Изгибающие моменты в расчетных сечениях левой стойки:
<img width=«171» height=«25» src=«ref-1_1399884219-318.coolpic» v:shapes="_x0000_i1071">

MТ 1-1=±[ 23,6*7,23-4,1*11,2] =±124,7 кН·м

<img width=«188» height=«25» src=«ref-1_1399884537-344.coolpic» v:shapes="_x0000_i1072">

MТ 2-2= MТ 3-3=±4,1·3,97=±16,3Н·м
Изгибающие моменты в расчетных сечениях правой стойки:
<img width=«113» height=«28» src=«ref-1_1399884881-248.coolpic» v:shapes="_x0000_i1073">

MТ 1-1=±4,1·11,2=±45,92 кН·м

<img width=«188» height=«28» src=«ref-1_1399885129-355.coolpic» v:shapes="_x0000_i1074">

MТ 2-2= MТ 3-3=±4,1·3,97=±16,3 Н·м
Поперечная сила в нижней части левой стойки Q=±( Xс-Tc)= ±4 кН

в правой стойке Q=±XТ=±4,1 кН
Эпюры моментов в раме от горизонтальной крановой нагрузки

Усилия в стойках рамы от ветровой нагрузки

Нормальная сила в ригеле (кН) от положительного ветрового давления:

<img width=«320» height=«54» src=«ref-1_1399885484-1399.coolpic» v:shapes="_x0000_i1075">

<img width=«367» height=«48» src=«ref-1_1399886883-1343.coolpic» v:shapes="_x0000_i1076">

Усилия в левой колонне при ветре слева

Изгибающие моменты в расчетных сечениях левой стойки:
<img width=«210» height=«51» src=«ref-1_1399888226-459.coolpic» v:shapes="_x0000_i1077">

Mw1-1= (12,1-17,5) ·11,2-(3,2·11,22/2)=-261 кН·м

<img width=«288» height=«51» src=«ref-1_1399888685-588.coolpic» v:shapes="_x0000_i1078">
Mw2-2= Mw3-3=(12,1-17,5) ·3,97-(3,2·3,972/2) = — 46,7 кН·м

Нормальная сила:Nw=0

Поперечная сила:

-в верхней точке колонны <img width=«116» height=«25» src=«ref-1_1399889273-222.coolpic» v:shapes="_x0000_i1079">

Qw=17,5-12,1=5,4 кН

-в заделке колонны <img width=«206» height=«25» src=«ref-1_1399889495-354.coolpic» v:shapes="_x0000_i1080">

Qw(1-1) =17,5-12,1+3,2*11,2=41,24 кН
<img width=«437» height=«144» src=«ref-1_1399889849-10916.coolpic» v:shapes="_x0000_i1081">

Эпюры усилий в рамеот ветровой нагрузки (ветер слева)


<img width=«452» height=«160» src=«ref-1_1399900765-12794.coolpic» v:shapes="_x0000_i1082">

Эпюры усилий в раме от ветровой нагрузки (ветер справа)
Усилия в правой колонне при ветре слева

Изгибающие моменты в расчетных сечениях:

<img width=«153» height=«51» src=«ref-1_1399913559-375.coolpic» hspace=«12» v:shapes="_x0000_s1033">
Mw1-1= 12,1·11,2+(2,4·11,22/2)=286кН·м

<img width=«235» height=«50» src=«ref-1_1399913934-512.coolpic» hspace=«12» v:shapes="_x0000_s1034">

<img width=«56» height=«36» src=«ref-1_1399914446-341.coolpic» hspace=«12» v:shapes="_x0000_s1035">

Mw2-2= Mw3-3=12,1·3,97+(2,4·3,972/2)=67 кН·м


Нормальная сила :

Поперечная сила:

в верхней точке колонны Qw=Xw

Qw=12,1кН

в заделке колонныQ¢w(1-1)=Xw+q¢wl

Q¢w(1-1)=12,1+2,4·11,2=38,98 кН

<img width=«213» height=«199» src=«ref-1_1399914787-1083.coolpic» v:shapes="_x0000_i1083"> <img width=«213» height=«199» src=«ref-1_1399915870-928.coolpic» v:shapes="_x0000_i1084">

Эпюры усилий в раме от ветровой нагрузки (ветер слева)

При ветре справаколонны как бы меняются местами, при этом изменяется знак поперечной силы Q.

Таким образом:

Усилия в левой колонне при ветре справа:

Изгибающие моменты в расчетных сечениях:

<img width=«153» height=«51» src=«ref-1_1399913559-375.coolpic» hspace=«12» v:shapes="_x0000_s1036">
Mw1-1= 12,1·11,2+(2,4·11,22/2)=286кН·м

<img width=«235» height=«50» src=«ref-1_1399913934-512.coolpic» hspace=«12» v:shapes="_x0000_s1037">
Mw2-2= Mw3-3=12,1·3,97+(2,4·3,972/2)=67 кН·м
<img width=«56» height=«36» src=«ref-1_1399914446-341.coolpic» hspace=«12» v:shapes="_x0000_s1038">Нормальная сила :

Поперечная сила:

в верхней точке колонны Qw=-Xw

Qw=-12,1кН

в заделке колонныQ¢w(1-1)=-(Xw+q¢wl
)

Q¢w(1-1)=-(12,1+2,4·11,2)=-39 кН

Усилия в правой колонне при ветре справа

Изгибающие моменты в расчетных сечениях левой стойки:
<img width=«210» height=«51» src=«ref-1_1399888226-459.coolpic» v:shapes="_x0000_i1085">

Mw1-1= (12,1-17,5) ·11,2-(3,2·11,22/2)=-261,2 кН·м

<img width=«288» height=«51» src=«ref-1_1399888685-588.coolpic» v:shapes="_x0000_i1086">

Mw2-2= Mw3-3=(12,1-17,5) ·3,97-(3,2·3,972/2) = — 46,7 кН·м
Нормальная сила:Nw=0

Поперечная сила:

-в верхней точке колонны

Qw=12,1кН

-в заделке колонны

Qw(1-1) =12,1+2,4*11,2=39 кН
Полученные результаты заносим в сводную таблицу.



--PAGE_BREAK--