Реферат: Стальной каркас одноэтажного производственного здания
Гипероглавление:МИНИСТЕРСТВО ОБРАЗОВАНИЯ И НАУКИ РОССИЙСКОЙ ФЕДЕРАЦИИ
ГОСУДАРСТВЕННОЕ ОБРАЗОВАТЕЛЬНОЕ УЧРЕЖДЕНИЕ ВЫСШЕГО ПРОФЕССИОНАЛЬНОГО ОБРАЗОВАНИЯ
ПЕРМСКИЙ ГОСУДАРСТВЕННЫЙ ТЕХНИЧЕСКИЙ УНИВЕРСИТЕТ
Кафедра строительных конструкций
Курсовой проект
по дисциплине «Металлические конструкции»
на тему: СТАЛЬНОЙ КАРКАС ОДНОЭТАЖНОГО ПРОИЗВОДСТВЕННОГО ЗДАНИЯ
Выполнил: студент группы ПГС — 43
Арсенов Н.В.
Проверил: к. т. н., доцент каф. СК
Ярыгин В.С.
Пермь 2010
СОДЕРЖАНИЕ
ИСХОДНЫЕ ДАННЫЕ ДЛЯ ПРОЕКТИРОВАНИЯ
1 КОМПОНОВКА КОНСТРУКТИВНОЙ СХЕМЫ КАРКАСА
Рисунок 1. Схема расположения колонн и стропильных конструкций
Рисунок 2. Схема горизонтальных связей по нижним поясам ферм
Рисунок 3. Схема горизонтальных связей по верхним поясам ферм
Рисунок 4. Схема вертикальных связей между фермами
Рисунок 5. Схема вертикальных связей между колоннами
2 СТАТИЧЕСКИЙ РАСЧЕТ ОДНОЭТАЖНОЙ ОДНОПРОЛЕТНОЙ РАМЫ
2.1 Компоновка однопролетной рамы
2.1.1 Определение вертикальных размеров рамы
Рисунок 6. Схема к определению размеров в плоскости поперечника
2.1.2 Определение горизонтальных размеров рамы
2.2 Определение нагрузок действующих на раму
2.2.1. Постоянные нагрузки от покрытия
Рисунок 8. Конструкция покрытия
Таблица 1
Вес ограждающих и несущих конструкций, кН/м2.
2.2.2 Снеговая нагрузка
2.2.3 Нагрузки от мостовых кранов
2.2.4 Ветровая нагрузка
2.3 Статический расчет рамы с жесткими узлами
2.3.1 Расчетная схема рамы
Рисунок 10. Расчетная схема поперечной рамы
2.3.2 Учет пространственной работы каркаса
Рисунок 11. Схема к учету пространственной работы каркаса
2.3.3 Определение усилий в сечениях рамы
Таблица 2
Исходные данные для расчета программы «Statik»
3 РАСЧЕТ И КОНСТРУИРОВАНИЕ СТАЛЬНОЙ СТРОПИЛЬНОЙ ФЕРМЫ
3.1 Схема стропильной фермы
Рисунок 12. Схема фермы
3.2 Определение нагрузок действующих на ферму
3.2.1 Постоянные нагрузки
3.2.2 Снеговая нагрузка
3.2.3 Определение опорных моментов
Таблица 3
Расчетные моменты в опорных сечениях фермы
3.4 Подбор сечения стержней фермы
Рисунок 13. Сечения элементов легких ферм – равнополочные уголки (б – стержень 6-7, а- остальные стержни фермы)
Таблица 4
Расчетные усилия в стержнях фермы
Таблица 5
Таблица подбора сечений стержней ферм
Рисунок 14. Геометрическая схема полуфермы
3.5 Расчет и конструирование узлов фермы
3.5.1 Прикрепление раскосов и стоек к узловым фасонкам
3.5.2 Расчет и конструирование опорных узлов
Таблица 6
Расчет угловых сварных швов
Рисунок 16. Верхний опорный узел
Рисунок 17. Нижний опорный узел
3.5.3 Расчет и конструирование узлов укрупнительного стыка
Рисунок 18. Верхний укрупнительный стык
4 Расчет и конструирование ступенчатой колонны
4.1 Исходные данные для расчета ступенчатой колонны
4.2 Определение расчетных длин колонны
4.3 Подбор сечения верхней части колонны
4.3.1 Выбор типа сечения верхней части колонны
Рисунок 21. Сечение верхней части колонны
4.3.2 Проверка устойчивости верхней части колонны
4.4 Подбор сечения нижней части колонны
4.4.1 Выбор типа сечения нижней части колонны
Рисунок 22. Сечение нижней части колонны
Рисунок 23. Сечение нижней части колонны
4.4.2 Проверка устойчивости нижней части колонны
4.4.3 Расчет решетки подкрановой части колонны
4.4.4 Проверка устойчивости колонны в плоскости действия момента как единого стержня
4.5 Расчет и конструирование узла сопряжения верхней и нижней частей колонны
Рисунок 24. Соединение верхней и нижней частей колонны
4.6 Расчет и конструирование базы колонны
4.6.1 Определение расчетных усилий
4.6.2 База наружной ветви
4.6.3 База подкрановой ветви
Список использованных источников
--PAGE_BREAK--
продолжение
--PAGE_BREAK--1 КОМПОНОВКА КОНСТРУКТИВНОЙ СХЕМЫ КАРКАСА
В соответствии с заданием шаг рам каркаса (колонн) В=12м, шаг ферм покрытия Вф=6м, пролет производственного здания L=24м, длина здания l=120м. Схема расположения колонн и стропильных конструкций представлена на рисунке 1.
<img border=«0» width=«615» height=«202» src=«ref-1_1203162026-6863.coolpic» v:shapes="_x0000_i1025">
Рисунок 1. Схема расположения колонн и стропильных конструкций
Связи между фермами, создавая общую пространственную жесткость каркаса, обеспечивают устойчивость сжатых элементов ферм, перераспределение местных нагрузок, приложенных к одной из рам, на соседние рамы, удобство монтажа, заданную геометрию каркаса, восприятие и передачу на колонны некоторых нагрузок.
Система связей покрытия состоит из горизонтальных расположенных в плоскостях нижнего (рисунок 2) и верхнего пояса ферм (рисунок 3) и вертикальных связей (рисунок 4). Горизонтальные связи состоят из продольных и поперечных.
<img border=«0» width=«615» height=«202» src=«ref-1_1203168889-9065.coolpic» v:shapes="_x0000_i1026">
Рисунок 2. Схема горизонтальных связей по нижним поясам ферм
<img border=«0» width=«615» height=«202» src=«ref-1_1203177954-8208.coolpic» v:shapes="_x0000_i1027">
Рисунок 3. Схема горизонтальных связей по верхним поясам ферм
<img border=«0» width=«615» height=«122» src=«ref-1_1203186162-4396.coolpic» v:shapes="_x0000_i1028">
Рисунок 4. Схема вертикальных связей между фермами
Система связей между колоннами (рисунок 5) обеспечивает во время эксплуатации и монтажа геометрическую неизменяемость каркаса, его несущую способность и жесткость в продольном направлении, а также устойчивость колонн из плоскости поперечных рам.
<img border=«0» width=«616» height=«232» src=«ref-1_1203190558-7091.coolpic» v:shapes="_x0000_i1029">
Рисунок 5. Схема вертикальных связей между колоннами
Монтажные крепление связей к конструкциям покрытия осуществляется на болтах (горизонтальные связи по верхним поясам ферм и все вертикальные связи) и на сварке (горизонтальные связи по нижним поясам ферм).
2 СТАТИЧЕСКИЙ РАСЧЕТ ОДНОЭТАЖНОЙ ОДНОПРОЛЕТНОЙ РАМЫ 2.1 Компоновка однопролетной рамы
2.1.1 Определение вертикальных размеров рамы
<img border=«0» width=«598» height=«543» src=«ref-1_1203197649-9748.coolpic» v:shapes="_x0000_i1030">
Рисунок 6. Схема к определению размеров в плоскости поперечника
Требуемое расстояние от верха оголовка рельса до низа фермы:
H2=hk+a+100,
где hk=4800мм – высота крана 160/32по ГОСТ 6711-81;
a=330мм – учитывает прогиб фермы;
100мм – зазор безопасности.
Н2=4800+330+100=5230мм.
Отметка низа фермы:
H0=H1+H2,
где H1=17000мм – отметка головки рельса (по исходным данным).
H0=17000+5230=22230мм.
Так как Н0=22230>10,8, то в соответствии с «Основными положениями по унификации» размер Н0 принимаем кратным 1800мм:
H0/1800=22230/1800=12.35=> принимаем отметку низа фермы H0=13*1800=23400, тогда отметка головки рельса:
H1=H0-H2=23400-5230=18170мм.
Высота верхней части колонны:
HB=H2+hp+hп.б.,
где hp=170мм, hп.б.=1800мм – соответственно высота рельса и высота подкрановой балки для крана 160/32по ГОСТ 6711-81;
HB=5230+170+1800=7200мм.
Высота нижней части колонны:
HH=H0+hб–HB,
где hб=1000мм – высота заглубления базы колонны.
HH=23400+1000-7200=17200мм.
Общая высота стоек рамы:
H=HH+HB,
H=17200+7200=24400мм.
Высота фермы у опоры hоп=3150мм, так как уклон верхнего пояса i=.
2.1.2 Определение горизонтальных размеров рамы
Ширина верхней части колонны: bв³HB/12=7200/12=600, примем bв=700мм.
Привязка ферм к разбивочным осям согласно ГОСТ 23119-78 — 200мм
Продольная привязка колонны: b0=bв-200=700-200=500мм.
Ширина нижней части колонны:
bн=bо+l,
где l=1250мм, так как Q=160т.с;
bн=500+1250=1750мм.
Для обеспечения жесткости цеха в плоскости рамы проверим условие:
bн³Hн/x,
где x=15— для крана тяжелогорежима работы.
bн=1750мм > Hн/15=23400/15=1146.7мм – условие выполняется.
Пролет крана:
Lк=L–2*l,
Lк=24000-2*1250=21500мм.
<img border=«0» width=«616» height=«560» src=«ref-1_1203207397-14225.coolpic» v:shapes="_x0000_i1031">Рисунок 7. Схема поперечной рамы
продолжение
--PAGE_BREAK--2.2 Определение нагрузок действующих на раму 2.2.1. Постоянные нагрузки от покрытия
Проектируемое здание неотапливаемое, поэтому примем неутепленный тип покрытия (Рисунок 8).
<img border=«0» width=«411» height=«109» src=«ref-1_1203221622-1455.coolpic» v:shapes="_x0000_i1032">
Рисунок 8. Конструкция покрытия
Постоянные нормативные и расчетные нагрузки на 1 м2 площади (gнкр, gкр) определяем в табличной форме.
Таблица 1 Вес ограждающих и несущих конструкций, кН/м2.
Постоянная погонная расчетная нагрузка на стропильную ферму:
g=Bф*Sgкр.
g=6*2.87=17.21кН/м.
Реакция стропильной фермы:
Vg=g*L/2.
Vg=17.21*24/2=206.50кН.
Сосредоточенная сила на верхнем конце колонны:
V’g=Vg*B/Bф.
V’g=206.50*12/6=412.99кН.
2.2.2 Снеговая нагрузка
Принимаем равномерное распределение снега по всему покрытию.
Погонная расчетная снеговая нагрузка на стропильную ферму, кН/м:
S=sg*Bф,
где sg – расчетное значение веса снегового покрова на 1 м2 горизонтальной поверхности земли, принимаемое в зависимости от снегового района (г. Пенза– IIIснеговой район, sg=1.8кН/м2).
S=1.8*6=10.8кН/м.
Реакция фермы от снеговой нагрузки:
Vs=S*L/2.
Vs=10.8*24/2=129.6кН.
Сосредоточенная сила на колонну от снеговой нагрузки:
Vs’=Vs*B/Bф.
Vs=129.6*12/6=259.2кН.
2.2.3 Нагрузки от мостовых кранов
При расчете однопролетного промышленного здания крановую нагрузку учитываем только от двух сближенных кранов наибольшей грузоподъемности с учетом сочетания крановых нагрузок nc=0.95(тяжелыйрежим работы мостовых кранов).
Вертикальное давление кранов определяем по линиям влияния опорной реакции общей опоры двух соседних подкрановых балок.
<img border=«0» width=«598» height=«225» src=«ref-1_1203223077-5345.coolpic» v:shapes="_x0000_i1033">
Рисунок 9. Схема к расчету нагрузки от мостовых кранов
Расчетные давления на колонну:
Dmax=nc*γf*Pmax*Syi+Gп.к,
Dmin=nc*γf*Pmin*Syi+Gп.к,
где γf=1.1– коэффициент надежности по нагрузке для мостовых кранов;
Pmax – максимальное давление колеса крана:
Pmax=0,5*(P1н+P2н);
Pmax=0,5*(310+320)=315кН;
Pmin– минимальное давление колеса крана, кН:
Pmin=[(Q+Gk)/n0]-Pmax;
где Q=1600кН – грузоподъемность крана;
Gk=1617кН – вес крана с тележкой;
n0=8– количество колес на одной стороне моста крана;
Pmin=[(1600+1617)/8]-315=87кН;
Syi=9– сумма ординат линий влияния;
Gп.к=B*G=12*6=72кН – вес подкрановых конструкций.
Dmax=0.95*1.1*315*9+72=3034.6кН;
Dmin=0.95*1.1*87*9+72=891.4кН.
Подкрановые балки устанавливают с эксцентриситетом e1 по отношению оси нижней части колонны, поэтому от вертикальных давлений возникают сосредоточенные изгибающие моменты:
Mmax=e1*Dmax,
Mmin=e1*Dmin,
гдеe1=0.5*bн=0.5*1.75=0.875м.
Mmax=0.875*3034.6=2655.3кН*м;
Mmin=0.875*891.4=780.0кН*м.
Расчетное горизонтальное давление от торможения тележки с грузом:
T=nc*γf*0.5*f*(Q+GT)*Σyi/n0,
где f=0.1– коэффициент трения;
GT=549кН – вес тележки.
T=0.95*1.1*0.5*0.1*(1600+549)*9/8=126.3кН.
продолжение
--PAGE_BREAK--2.2.4 Ветровая нагрузка
Для одноэтажных производственных зданий учитывается только статическая составляющая ветровой нагрузки. Она вызывает активное давление – с наветренной стороны и отсос – с противоположной стороны.
Нормативное значение давления ветра на вертикальную поверхность продольной стены зависит от района строительства, типа местности и высоты от уровня земли. Давление ветра на произвольной отметке от уровня земли определяется по формуле:
ωm=ω0*k*cкН/м2,
где ω0=0.3кН/м2 – нормативная скорость напора ветра на уровне 10 м (г. Пенза– IIветровой район);
k – коэффициент, учитывающий изменение ветрового давления в зависимости от высоты и типа местности (примем тип местности A);
с – аэродинамический коэффициент учета конфигурации здания: для активного давления с=0.8, для отсоса – с’=0.75*с=0.6.
Для определения ветровой нагрузки рассматривается расчетный блок шириной В (часть продольной стены). При этом давление ветра до низа ригеля прикладывается к стойкам рамы в виде распределенных нагрузок, а давление от шатровой части – в виде сосредоточенной силы, приложенной к верхушкам стоек.
С целью упрощения расчетов фактическая эпюра давления ветра до отметки низа ригеля (по высоте Н) заменяется эквивалентной равномерно распределенной нагрузкой:
ωэкв=ω0*kэкв кН/м2,
где kэкв=1.122– приращение напора за счет увеличения давления по высоте при отметке низа ригеля рамы H0=23.4м.
ωэкв=0.3*1.122=0.34кН/м2.
Активная погонная нагрузка на колонну:
ωв=ωэкв*с*γf*Вфахв,
где Вфахв=В=12м – шаг колонн,
γf=1.4– коэффициент надежности по ветровой нагрузке.
ωв=0.34*0.8*1.4*12=4.53кН/м.
Погонная нагрузка на колонну от отсоса:
ωв’=ωэкв*с’*γf*Вфахв=0.75*ωв,
ωв’=0.75*4.53=3.39кН/м.
Для определения расчетной сосредоточенной силы для активного давления W сравним положение отметки низа фермы H0=23.4м и отметки верха кровли Hкр=H0+Hш=H0+hоп+hпп+hкр=23.4+3.15+0.3+0.03=26.88м (Hш – высота шатра, hоп – высота фермы у опоры, hпп – высота плиты покрытия, hкр – высота кровли) с отметкой H20=20м:
H20=20м<H0=23.4м<Hкр=26.88м.
Расчетная сосредоточенная сила для активного давления (случай при H0>H20 или при H20>Hкр):
W=(ωm23.4+ωm26.88)*γf*В*Нш/2,
где γf=1.4– коэффициент надежности по ветровой нагрузке,
ωm23.4=ω0*k23.4*c=0.3*1.292*0.8=0.310кН/м2 – давление ветра на отметке низа фермы H0=23.4м,
ωm26.88=ω0*k26.88*c=0.3*1.338*0.8=0.321кН/м2 – давление ветра на отметке верха кровли Hкр=26.88м,
Нш=Hкр-H0=26.88-23.4=3.48м – высота шатра.
W=(0.310+0.321)*1.4*12*3.48/2=18.45кН.
Расчетная сосредоточенная сила для отсоса:
W’=0.75*W=0.75*18.45=13.84кН.
2.3 Статический расчет рамы с жесткими узлами 2.3.1 Расчетная схема рамы
Определим расчетные усилия в характерных сечениях элементов рамы (1-1, 2-2, 3-3, 4-4 рисунок 10), которые необходимы для подбора сечения элементов и для расчета сопряжений и узлов.
Принимаем: e=0.5*(bн-bв)=0.5*(1750-700)=525мм.
На данном этапе сечения стоек и ригеля неизвестны, поэтому зададимся отношением жесткостей элементов рамы из условий (здесь q=gкрн+sgн=2.56+1.8*0,7=3.82кН/м2):
<img width=«22» height=«122» src=«ref-1_1203228422-209.coolpic» v:shapes="_x0000_s1066"><img border=«0» width=«233» height=«88» src=«ref-1_1203228631-895.coolpic» v:shapes="_x0000_i1034">=0.10,
<img border=«0» width=«88» height=«45» src=«ref-1_1203229526-245.coolpic» v:shapes="_x0000_i1035">,
<img width=«22» height=«118» src=«ref-1_1203229771-207.coolpic» v:shapes="_x0000_s1067"><img border=«0» width=«311» height=«67» src=«ref-1_1203229978-824.coolpic» v:shapes="_x0000_i1036">=0.63,
<img border=«0» width=«64» height=«48» src=«ref-1_1203230802-200.coolpic» v:shapes="_x0000_i1037">,
примем IB/IH=0.1, IP/IH=2, тогда IB=1, IH=10, IP=20.
Расчетная схема изображена на рисунке 10.
<img border=«0» width=«461» height=«312» src=«ref-1_1203231002-5234.coolpic» v:shapes="_x0000_i1038">
продолжение
--PAGE_BREAK--Рисунок 10. Расчетная схема поперечной рамы 2.3.2 Учет пространственной работы каркаса
Коэффициент пространственной работы каркаса aпр зависит от типа кровли. При жестких кровлях из ж/б плит с замоноличиванием швов aпр находится по формуле:
<img border=«0» width=«171» height=«53» src=«ref-1_1203236236-605.coolpic» v:shapes="_x0000_i1039">,
где mр – число рам в блоке,
β=2*n0/Σyi=2*8/9=1.78– коэффициент, учитывающий разгружающее влияние смежных рам по отношению к рассматриваемой (2*n0 – общее число колес у двух сближенных кранов на одном пути).
αпр=1.78*[1/11+962/(2*(1192+962+722+482+242))]=0.42.
<img width=«323» height=«129» src=«ref-1_1203236841-1906.coolpic» hspace=«12» v:shapes="_x0000_s1068"> Рисунок 11. Схема к учету пространственной работы каркаса 2.3.3 Определение усилий в сечениях рамы
Статический расчет рамы произведен на ЭВМ с помощью программы «Statik».
№ загружений в программе:
1 – G(постоянная),
2 – P(S) (снеговая),
3 – Mmax(момент от крана у левой колонны),
4 – Mmin(момент от крана у правой колонны),
5 – T(торможение тележки крана у левой колонны слева направо),
6 – T(торможение тележки крана у левой колонны справа налево),
7 – T(торможение тележки крана у правой колонны слева направо),
8 – T(торможение тележки крана у правой колонны справа налево),
9 – W(ветер слева направо),
10 – W(ветер справа налево).
Определим неизвестные величины для расчета программы:
K=1, так как сопряжение ригеля с колонной жесткое,
N=0,9*Sgнкр/Sgкр=0,9*2.56/2.87=0.80,
S=B/Bф=2,
NB=, NH=– нагрузка от стеновых панелей.
Исходные данные для выполнения расчета занесены в таблицу 2.
Таблица 2 Исходные данные для расчета программы «
Statik
»
<img border=«0» width=«620» height=«875» src=«ref-1_1203238747-71158.coolpic» v:shapes="_x0000_i1040">
<img border=«0» width=«620» height=«875» src=«ref-1_1203309905-80873.coolpic» v:shapes="_x0000_i1041">
<img border=«0» width=«620» height=«570» src=«ref-1_1203390778-44511.coolpic» v:shapes="_x0000_i1042">
продолжение
--PAGE_BREAK--3 РАСЧЕТ И КОНСТРУИРОВАНИЕ СТАЛЬНОЙ СТРОПИЛЬНОЙ ФЕРМЫ 3.1 Схема стропильной фермы
Стропильную ферму проектируем на основе серии I.460.2-10/88 «Стальные конструкции покрытий одноэтажных производственных зданий с фермами из парных уголков». Схема стропильной фермы представлена на рисунке 12.
<img border=«0» width=«598» height=«154» src=«ref-1_1203435289-3041.coolpic» v:shapes="_x0000_i1043">
Рисунок 12. Схема фермы 3.2 Определение нагрузок действующих на ферму 3.2.1 Постоянные нагрузки
Нагрузки от собственной массы 1 м2 кровли определяются по фактическому составу с учётом собственной массы стропильных ферм и связей (см. таблицу 1).
Сосредоточенные силы от постоянной нагрузки на узлы верхнего пояса фермы (d – шаг узлов):
Р=g*d.
Р=17.21*3=51.62кН.
3.2.2 Снеговая нагрузка
Сосредоточенные силы от снеговой нагрузки на узлы верхнего пояса фермы для бесфонарного здания во всех узлах одинаковы и равны:
Рс=S*d.
Рс=10.8*3=32.4кН.
3.2.3 Определение опорных моментов
В опорных сечениях ферм, являющихся ригелями рам с жесткими узлами, возникают изгибающие моменты. Для выявления дополнительных усилий в раскосах и приопорной панели верхнего пояса рассматриваются – Млевmax и соответствующий момент на правой опоре – Мпрсоот, вычисляемый для тех же нагрузок. Mлевmax принимаем по таблице расчетных комбинаций усилий для колонны левого ряда (из условия равновесия узла сопряжения ригеля со стойкой).
Для определения отрицательных опорных моментов ригеля рассматриваются два вида основных сочетаний:
1. Постоянная и одна наиболее неблагоприятная временная нагрузка с коэффициентом сочетаний nc=1 (крановая или ветровая);
2. Постоянная и две кратковременные нагрузки (крановая и ветровая) с коэффициентом nc=0,9.
Таблица 3 Расчетные моменты в опорных сечениях фермы
+Млевmax
Мпрсоот
-Млевmax
Мпрсоот
nc=1
144.442
-312.444
-556.0705
-464.6897
№ загружений
1,9
1, 10
1, 3, 5
1,4,7
nc=0,9
-
-
-727.88836
-221.20606
№ загружений
-
-
1, 3, 5, 10
1, 4, 7, 9
3.3 Определение расчетных усилий в стержнях фермы
Для определения расчетных усилий с учетом сочетания нагрузок усилия в стержнях ферм определяют от каждой нагрузки в отдельности. Для симметричных ферм в таблицу включают только стержни одной половины фермы.
3.4 Подбор сечения стержней фермы
Стержни стропильных ферм выполнены из прокатных уголков сечениями, показанными на рисунке 13.
<img border=«0» width=«313» height=«150» src=«ref-1_1203438330-1849.coolpic» v:shapes="_x0000_i1044">
Рисунок 13. Сечения элементов легких ферм – равнополочные уголки (б – стержень 6-7, а- остальные стержни фермы)
Для изготовления фермы принимаем сталь марки С245с расчетным сопротивлением на растяжение и сжатие Ry=240МПа.
Подбор сечения стержней фермы выполним из условия прочности (для центрально-растянутых элементов) и условия устойчивости (для сжатых элементов):
--PAGE_BREAK--Таблица 5 Таблица подбора сечений стержней ферм
(толщина фасонки
t
ф=
12
мм, уклон
i
=
, сталь
С245
, Ry=
240
МПа)
--PAGE_BREAK--Рисунок 14. Геометрическая схема полуфермы 3.5 Расчет и конструирование узлов фермы 3.5.1 Прикрепление раскосов и стоек к узловым фасонкам
Стержни решетки из парных уголков прикрепляются к узловым фасонкам угловыми швами по обушку и по перу (рисунок 15).
Величина усилий Nnи Nоб определяется по формуле:
Nn=g*N/2;
Nоб=(1-g)*N/2,
где: g=z0/b(для равнобоких уголков приближенно можно принять g=0,3) ;
N— расчетное усилие.
<img width=«217» height=«254» src=«ref-1_1203442961-2652.coolpic» hspace=«12» v:shapes="_x0000_s1069">
Рисунок 15. Узел крепления уголка к фасонке
Требуемую длину сварных швов определяем из условия прочности угловых швов на условный срез по металлу шва:
<img border=«0» width=«185» height=«45» src=«ref-1_1203445613-462.coolpic» v:shapes="_x0000_i1046">,
<img border=«0» width=«179» height=«45» src=«ref-1_1203446075-448.coolpic» v:shapes="_x0000_i1047">,
где: Rwf=180МПа — расчетное сопротивление углового шва из стали С245;
bf— коэффициент глубины проплавления. (для автоматической и полуавтоматической сварки электродной проволокой диаметром 1,4…2 мм: bf=0,9 при kf=3…8 мм; bf=0,8 при kf=9…12 мм; bf=0,7 при kf=14…16 мм),
kfоб, kfп — катеты швов соответственно по обушку и по перу:
kfоб£1,2*tmin,
kfп£tуг-d,
где tmin – толщина фасонки или полки уголка;
tуг – толщина полки уголка,
d=1 мм для уголков с размерам до ∟90х7 включительно, d=2 мм для уголков большего размера.
Минимальная длина швов:
<img width=«15» height=«46» src=«ref-1_1203446523-130.coolpic» v:shapes="_x0000_s1070">lwмин=4*kf,
lwмин=40 мм.
Расчет угловых сварных швовпроизведен в таблице 6.
Для уменьшения сварочных напряжений в фасонках принимают минимальное расстояние (см. рисунок 15):
a=6*tф-20,
где tф=12мм – толщина фасонки.
a=6*12-20=52мм, принимаем кратно 5 мм в большую сторону, а=55мм.
Для плавной передачи усилий от стержня к фасонке угол между краями фасонки и уголка принят не менее 15°.
3.5.2 Расчет и конструирование опорных узлов
Верхний опорный узел (рисунок 16).
В опорном сечении фермы возникает отрицательный момент (-Mmax). Для расчета узла опорный момент заменяем парой сил H:
H=I-MmaxI/h0,
где: h0=3.1м — плечо для двускатных ферм.
H=765.8526/3.1=247.05кН.
--PAGE_BREAK--Рисунок 16. Верхний опорный узел
Нижний опорный узел (рисунок 17).
Толщину фланца нижнего опорного узла принимаем равной толщине фланца верхнего опорного узла: tфл=16мм. Ширину фланца принимаем конструктивно: bфл=180мм.
Проверяем условие прочности торцевой поверхности на смятие:
<img border=«0» width=«117» height=«47» src=«ref-1_1203454887-307.coolpic» v:shapes="_x0000_i1052">,
где Rр – расчетное сопротивление на смятие торцевой поверхности с пригонкой по ГОСТ 27772-88, Rр=360МПа;
V=Vs+Vg=336.10кН – опорная реакция фермы.
σ=336.10*103/(180*16)=116.7МПа < Rр=360МПа.
В швах, прикрепляющих фасонку к фланцу, возникают срезающие напряжения:
– от опорной реакции вдоль шва:
<img border=«0» width=«161» height=«47» src=«ref-1_1203455194-503.coolpic» v:shapes="_x0000_i1053">,
τwv=336.10*103/[2*(450-10)*0.9*6]=70.7МПа;
– от распора Н перпендикулярно шву:
<img border=«0» width=«159» height=«47» src=«ref-1_1203455697-506.coolpic» v:shapes="_x0000_i1054">,
τwH=247.05*103/[2*(450-10)*0.9*6]=52.0МПа;
– от изгибающего момента вследствие эксцентричного действия силы H, создающей момент M=e*H:
<img border=«0» width=«211» height=«48» src=«ref-1_1203456203-674.coolpic» v:shapes="_x0000_i1055">,
τwM=6*150*247.05*103/[2*(450-10)2*0.9*6]=106.3МПа.
Прочность швов при условном срезе проверяют по формуле:
<img border=«0» width=«205» height=«33» src=«ref-1_1203456877-616.coolpic» v:shapes="_x0000_i1056">,
τef=[70.72+(52.0+106.3)2]0.5=173.4МПа < Rwf=180МПа — условие прочности выполняется.
Для крепления фермы к колонне предусматривают болты нормальной точности, которые работают на растяжение. С целью унификации наружный диаметр болтов нижнего узла принимают, как и для верхнего — dнар=22мм.
Опорный столик передает опорную реакцию Vна колонну. Из условия прочности сварных швов на срез при известном значении катета шва определяем длину столика:
<img border=«0» width=«147» height=«53» src=«ref-1_1203457493-426.coolpic» v:shapes="_x0000_i1057"> мм,
где 2/3 — учитывает возможный эксцентриситет приложения опорной реакции.
lст=2/3*336.10*103/(0.9*10*180)+10=148.3мм. Принимаем lст=160мм.
Ширину столика принимаем конструктивно:
bs=bфл+(50…100) мм,
bs=180+40=220мм.
<img border=«0» width=«437» height=«240» src=«ref-1_1203457919-6235.coolpic» v:shapes="_x0000_i1058">
Рисунок 17. Нижний опорный узел 3.5.3 Расчет и конструирование узлов укрупнительного стыка
Для фермы пролетом 24м рассчитывают два узла укрупнительного стыка – верхний и нижний. Стык поясов осуществляем с помощью листовых накладок. Размеры сечения горизонтальных накладок и фасонки подбираем из условия их равнопрочности с перекрываемыми вертикальными и горизонтальными полками пояса.
Верхний стык (рисунок 18).
Площадь сечения горизонтальной листовой накладки:
Aг.н=bг.н*tг.н³bуг*tуг.
Из конструктивных соображений имеем:
bг.н=bуг-40+(20…30),
bг.н=125-40+30=115мм.
Толщина накладки:
tг.н≥bуг*tуг/bг.н,
tг.н≥125*9/115=9.8мм, по ГОСТ 82-70* принимаем tг.н=10мм, тогда
Aг.н=115*10=1150мм2.
Длину сварных швов, прикрепляющих накладки к полкам уголков по одну сторону от узла, определяем по формуле:
<img border=«0» width=«188» height=«45» src=«ref-1_1203464154-460.coolpic» v:shapes="_x0000_i1059">,
где: Nг.н=Aг.н*Rу=1150*240/103=276кН,
Rwf=180МПа для сварки Св-08А.
lwтр=276*103/(0,9*6*180)+20=304.0мм.
Полученный шов распределяем вдоль пера и по скосу (приблизительно 3:2).
Усилие вертикальных полок уголков передается через сварной шов на фасонку, затем на вертикальную накладку. Расчет сварных швов прикрепления полок уголков к фасонке приведен в таблице 6.
Высоту фасонки определим из условия ее равнопрочности с вертикальными полками уголков:
Аф=hффакт*tф≥2*Ав.п=2*bуг*tуг,
откуда высота фасонки:
hффакт≥2*bуг*tуг/tф.
hффакт≥2*125*9/12=187.5мм, примем hффакт=272мм, тогда Аффакт=272*12=3264мм2.
Проверим условие прочности фасонки:
<img border=«0» width=«140» height=«47» src=«ref-1_1203464614-350.coolpic» v:shapes="_x0000_i1060">,
σ=-620.07/(2*1150+3264)=111.4МПа < 240МПа.
Длину и толщину одной вертикальной накладки определяем из условия равнопрочности фасонки и накладки:
lв н≥0,5*hффакт,
tв н≥0.5*tф,
lв н≥0,5*272=186.0мм, примем lв н=200мм,
tв н≥0,5*12=6.0мм, примем, для унификации tв н=6мм.
Катет шва прикрепления вертикальной накладки и фасонки определим из условия равнопрочности:
2*βf*kf*Rwf≥tн*Ry,
откуда требуемый катет шва:
βf*kf=tн*Ry/(2*Rwf),
βf*kf=6*240/(2*180)=4мм, примем kf=5мм.
<img border=«0» width=«618» height=«202» src=«ref-1_1203464964-6109.coolpic» v:shapes="_x0000_i1061">
продолжение
--PAGE_BREAK--Рисунок 18. Верхний укрупнительный стык
Нижний стык (рисунок 19).
Из конструктивных соображений имеем:
bг.н=100-40+30=90мм.
Толщина накладки:
tг.н≥100*7/90=7.8мм, по ГОСТ 82-70* принимаем tг.н=8мм, тогда Aг.н=90*8=720мм2.
Nг.н=720*240/103=173МПа.
lwтр=173*103/(0,9*6*180)+20=233.3мм.
Расчет швов прикрепление вертикальных полок к фасонке см. таблицу 6.
Высота фасонки:
hффакт≥2*100*7/12=116.7мм, примем hффакт=272мм, тогда Аффакт=272*12=3264мм2.
Проверим условие прочности фасонки:
<img border=«0» width=«140» height=«47» src=«ref-1_1203464614-350.coolpic» v:shapes="_x0000_i1062">,
σ=582.26/(2*720+3264)=123.8МПа < 240МПа.
Определяем длину и толщину одной вертикальной накладки из условия равнопрочности фасонки и накладки:
lв н≥0,5*hффакт=0,5*272=186.0мм, примем lв н=200мм,
tв н≥0,5*tф=0,5*12=6.0мм, примем tв н=6мм.
Требуемый катет шва:
βf*kf=6*240/(2*180)=4мм, примем kf=5мм.
<img border=«0» width=«618» height=«238» src=«ref-1_1203471423-7768.coolpic» v:shapes="_x0000_i1063">Рисунок 19. Нижний укрупнительный стык
4 Расчет и конструирование ступенчатой колонны 4.1 Исходные данные для расчета ступенчатой колонны
Расчет и конструирование ступенчатой колонны
Рассчитываем ступенчатую колонну со сплошным сечением в верхней части и сквозным в нижней (ригель имеет жесткое сопряжение с колонной).
Расчетные усилия (расчетные сечения колонны изображены на рисунке 10):
— для верхней части колонны:
в сечении 1-1 М1=-765.853кН*м; N1=-646.32кН; Q1=-208.252кН (загружение №№ 1, 2, 3, 5, 10);
в сечении 2-2М2=681.619кН*м (загружение №№ 1, 2, 3, 5, 10),
— для нижней части колонны:
в сечении 3-3 М3=-1986.137кН*м; N3=-3447.64кН; Q3=-179.857кН (загружение №№ 1, 3, 6; изгибающий момент догружает подкрановую ветвь);
в сечении 4-4 М4=2207.159кН*м; N4=-3377.461кН; Q4=-253.673кН (загружение №№ 1, 2, 3, 6, 10; изгибающий момент догружает наружную ветвь),
Qmax=-255.874кН.
Соотношение жесткостей верхней и нижней части колонны IB/IH=0.1.
Материал колонны – сталь марки С245(Ry=240МПа), бетон фундамента марки В15(Rb=8.5МПа).
4.2 Определение расчетных длин колонны
Так как Hв/Hн=l2/l1=7200/17200=0.42<0.6, Nн/Nв=3447.64/646.32=5.3>3 и в однопролетной раме с жестким сопряжением ригеля с колонной верхний конец последней закреплен только от поворота, то для нижней части колонны μ1=2, для верхней — μ2=3.
Расчетные длины для нижней и верхней частей колонны в плоскости рамы:
lx1=μ1*l1,
lx2=μ2*l2.
lx1=2*17200=34400мм,
lx2=3*7200=21600мм.
Расчетные длины для нижней и верхней частей колонны из плоскости рамы:
ly1=Нн,
ly2=Нв-hп.б.
ly1=17200мм,
ly2=7200-1800=5400мм.
продолжение
--PAGE_BREAK--4.3 Подбор сечения верхней части колонны 4.3.1 Выбор типа сечения верхней части колонны
Сечение верхней части колонны принимаем в виде сварного двутавра высотой hв=700мм (рисунок 20).
Для симметричного двутавра:
ix≈0,42*hв,
ρх≈0,35*hв.
ix≈0,42*700=294мм;
ρх≈0,35*700=245мм.
Условная гибкость:
<img border=«0» width=«21» height=«27» src=«ref-1_1203479191-189.coolpic» v:shapes="_x0000_i1064">=(lx2/ix)*(Ry/E)0.5,
<img border=«0» width=«21» height=«27» src=«ref-1_1203479191-189.coolpic» v:shapes="_x0000_i1065">=(21600/294)*(240/206000)0.5=2.51. Рисунок 20. Сечения верхней части колонны
Относительный эксцентриситет:
mx=ex/ρx=M1/(N1*ρx),
mx=765.853*103/(646.32*245)=4.84.
Примем в первом приближении Аf/Аw=1, тогда коэффициент влияния формы сечения:
η=(1.90-0.1*mx)-0.02*(6-mx)*<img border=«0» width=«21» height=«27» src=«ref-1_1203479191-189.coolpic» v:shapes="_x0000_i1066">,
η=(1.90-0.1*4.84)-0.02*(6-4.84)*2.51=1.36.
Приведенный относительный эксцентриситет:
mx ef=η*mx,
mxef=1.36*4.84=6.57.
По таблице 74 СНиП II-23-81* находим φе=0.168.
Требуемая площадь сечения надкрановой части колонны:
Атр=N1/(φе*Ry),
Атр=646.32*103/(0.168*240)=16030мм2.
Компоновка сечения.
Принимаем толщину полок tf=18мм.
Высота стенки:
hw=hв-2*tf,
hw=700-2*18=664мм.
Условие местной устойчивости стенки при <img border=«0» width=«21» height=«27» src=«ref-1_1203479191-189.coolpic» v:shapes="_x0000_i1067">>0.8 и mx>1:
hw/tw≤(0.36+0.8*<img border=«0» width=«21» height=«27» src=«ref-1_1203479191-189.coolpic» v:shapes="_x0000_i1068">)*(E/Ry)0.5,
hw/tw≤(0.36+0.8*2.51)*(206000/240)0.5=69.3,
tw≥hw/69.3=664/69.3=9.6мм.
Принимаем толщину стенки tw=10мм.
Требуемая площадь полки:
Аf.тр=(Атр-tw*hw)/2,
Аf.тр=(16030-10*664)/2=4695мм2.
Задаемся шириной полки из условия устойчивости верхней части колонны из плоскости действия момента:
bf≥ly2/20,
bf≥5400/20=270мм, примем bf=280мм.
Условие местной устойчивости полки:
bсв/tf≤(0.36+0.1*<img border=«0» width=«21» height=«27» src=«ref-1_1203479191-189.coolpic» v:shapes="_x0000_i1069">)*(E/Ry)0.5,
где bсв=(bf-tw)/2=(280-10)/2=135, тогда
bсв/tf≤(0.36+0.1*2.51)*(206000/240)0.5=17.9, тогда
tf≥bсв/17.9=135/17.9=7.5мм.
Принимаем сечение надкрановй части колонны – сварной двутавр с размерами:
bf=280мм;
tf=18мм;
Аf=280*18=5040мм2>Аf.тр=4695мм2;
hw=664мм;
tw=10мм;
Аw=664*10=6640мм2.
Геометрические характеристики сечения.
Полная площадь сечения:
А0=2*Аf+Аw,
А0=2*5040+6640=16720мм2.
Моменты инерции сечения относительно осей х и y:
Ix=tw*hw3/12+2*bf*tf*[(hв-tf)/2]2,
Iy=2*tf*bf3/12.
Ix=10*6643/12+2*280*18*[(700-18)/2]2=1416074933мм4,
Iy=2*18*2803/12=65856000мм4.
Момент сопротивления сечения относительно оси х:
Wx=Ix/(0.5*hв),
Wx=1416074933/(0.5*700)=4045928мм3.
ρx=Wx/А0=4045928/16720=242мм.
Радиусы инерции сечения относительно осeй х и y:
ix=(Ix/А0)0,5,
iy=(Iy/А0)0,5.
ix=(1416074933/16720)0,5=291мм,
iy=(65856000/16720)0,5=63мм.
<img border=«0» width=«249» height=«239» src=«ref-1_1203480325-2160.coolpic» v:shapes="_x0000_i1070">
продолжение
--PAGE_BREAK--Рисунок 21. Сечение верхней части колонны 4.3.2 Проверка устойчивости верхней части колонны
Проверка устойчивости верхней части колонны в плоскости действия момента.
Расчет на устойчивость внецентренно-сжатого элемента постоянного сечения в плоскости действия момента выполняем по формуле:
N1/(φe*A0)≤Ry*γc,
φe– коэффициент определяемый по табл. 74 СНиП II-23-81* и зависящий от условной гибкости <img border=«0» width=«21» height=«27» src=«ref-1_1203482485-192.coolpic» v:shapes="_x0000_i1071">=λx*(Ry/E)0.5 и приведенного относительного эксцентриситета mеf определяемого по формуле:
mef x=η*mx,
где η – коэффициент влияния формы сечения,определяемый по табл. 73 СНиП II-23-81*,
mx=Mx/(N1*ρx) – относительный эксцентриситет.
λx=lx2/ix=21600/291=74.2.
<img border=«0» width=«21» height=«27» src=«ref-1_1203482485-192.coolpic» v:shapes="_x0000_i1072">=74.2*(240/206000)0.5=2.53, 0<<img border=«0» width=«21» height=«27» src=«ref-1_1203479191-189.coolpic» v:shapes="_x0000_i1073"><5
mx=765.853*103/(646.32*242)=4.90.
Аf/Аw=5040/6640=0.76≈0.5.
Коэффициент влияния формы сечения:
η=(1,75-0,1*mx)-0,02*(5-mx)*<img border=«0» width=«21» height=«27» src=«ref-1_1203482485-192.coolpic» v:shapes="_x0000_i1074">,
η=(1,75-0,1*4.90)-0,02*(5-4.90)*2.53=1.26.
mefx=1.26*4.90=6.15.
По таблице 74 СНиП II-23-81* находим φe=0.173.
σ=646.32/(0.173*240)=223.4МПа < Ry=240 МПа.
Недонапряжение:
∆=100*(240-223.4)/240=6.9%.
Проверка устойчивости верхней части колонны из плоскости действия момента.
Расчет на устойчивость внецентренно-сжатых элементов постоянного сечения из плоскости действия момента выполняем по формуле:
N1/(с*φy*A0)≤Ry*γc,
где φy– коэффициент определяемый по табл. 72 СНиП II-23-81*.
Определим коэффициенты с и φy.
λy=ly2/iy=5400/63=86, по табл. 72 СНиП II-23-81* находим φy=0.640.
Максимальный момент в средней трети расчетной длины стержня:
Mx1/3=M2+(l2-ly2/3)*(M1-M2)/l2,
Mx1/3=681.619+(7200-5400/3)*(-765.853-681.619)/7200=-404кН*м.
IMx1/3I>IМmax/2I=766/2=383кН*м.
Относительный эксцентриситет:
mx=Mx1/3*A0/(N1*Wx),
mx=-404*16720/(646.32*4045928)=2.58.
При mx<5 коэффициент с, учитывающий влияние момента Мх при изгибно-крутильной форме, вычисляется по формуле:
с=β/(1+α*mx),
λy=86<λс=3.14*(E/Ry)0.5=3.14*(206000/240)0.5=92=> β=1,
mx=2.58>1 => α=0,65+0,05*mx=0,65+0,05*2.58=0.78.
c=1/(1+0.78*2.58)=0.33.
Поскольку hw/tw=664/10=66.4<3.8*(E/Ry)0.5=3,8*(206000/240)0.5=111, то Aрасч=16720мм2.
σ=646.32/(0.33*0.640*16720)=182МПа < Ry=240 МПа
Недонапряжение:
∆=100*(240-182)/240=24.2%.
продолжение
--PAGE_BREAK--4.4 Подбор сечения нижней части колонны 4.4.1 Выбор типа сечения нижней части колонны
Сечение нижней части колонны сквозное, состоящее из двух ветвей, соединенных решеткой (рисунок 22). Высота сечения hн=1750мм. Подкрановую ветвь колонны принимаем из горячекатаного двутавра с параллельными гранями полок по ГОСТ 26020-83, наружную – из составного сварного сечения из трех листов.
<img border=«0» width=«321» height=«230» src=«ref-1_1203483250-2347.coolpic» v:shapes="_x0000_i1075">
Рисунок 22. Сечение нижней части колонны
Определим ориентировочное положение центра тяжести.
Принимаем z0=57мм, тогда расстояние между центрами тяжестей сечений ветвей:
h0=h-z0,
h0=1750-57=1693мм.
Положение центра тяжести найдем приближенно в предположении, что площади ветвей пропорциональны усилиям в них, тогда расстояние между центрами тяжести сечения подкрановой ветви и сечения всей колонны y1 и между центрами тяжести сечения наружной ветви и сечения всей колонны y2 равны:
<img border=«0» width=«129» height=«49» src=«ref-1_1203485597-443.coolpic» v:shapes="_x0000_i1076">,
y2=h0-y1.
y1=2207.159*1693/(1986.137+2207.159)=891мм;
y2=1693-891=802мм.
Усилие в подкрановой ветви:
Nв1=N3*y2/h0+M3/h0,
Nв1=-3447.64*802/1693+(-1986.137)*103/1693=-2806.11кН.
Усилие в наружной ветви:
Nв2=N4*y1/h0-M4/h0,
Nв2=-3377.461*891/1693-2207.159*103/1693=-3081.44кН.
Требуемая площадь подкрановой ветви:
Ав1=Nв1/(j*Ry),
задаемся j=0.8; Ry=240МПа.
Ав1=2806.11*103/(0.8*240)=14615мм2.
Принимаем подкрановую ветвь– двутавр 60Б2с параллельными гранями полок (ГОСТ 26020-83):
Ав1=14730мм2,
ix1=49.2мм,
iy=243.9мм,
h=597мм,
b=230мм,
t=17.5мм.
Требуемая площадь наружной ветви:
Ав2=Nв2/(j*Ry),
задаемся j=0.737; Ry=240МПа.
Ав2=3081.44*103/(0.737*240)=17421мм2,
Для удобства прикрепления элементов решетки просвет между внутренними гранями полок принимаем таким же, как в подкрановой ветви (hвн=h-2*t=597-2*17.5=562мм). Толщину стенки швеллера для удобства ее соединения встык с полкой надкрановой части колонны принимаем tw=18мм; высота стенки из условия размещения сварных швов hw=650мм.
Тогда требуемая площадь полки:
Af=(Aв2-tw*hw)/2,
Af=(17421-18*650)/2=3960мм2.
Условие местной устойчивости полки швеллера:
bсв/tf≤(0.36+0.1*<img border=«0» width=«21» height=«27» src=«ref-1_1203479191-189.coolpic» v:shapes="_x0000_i1077">)*(E/Ry)0.5≈18,
Принимаем наружную ветвь– сварной швеллер с размерами:
bf=220мм,
tf=18мм (bсв/tf=12.2≤18),
Af=3960мм2,
tw=18мм,
hw=650мм,
Aw=11700мм2.
Геометрические характеристики наружной ветви:
Площадь сечениянаружной ветви:
А в2=2*Аf+Аw,
Ав2=2*3960+11700=19620мм2.
Расстояние между наружной гранью стенки швеллера и осью сечения швеллера:
z0=[hw*tw*tw/2+2*Аf*(bf/2+tw)]/Ав2,
z0=[650*18*18/2+2*3960*(220/2+18)]/19620=57мм.
Расстояние между осью стенкой швеллера и осью сечения швеллера:
e=z0-0,5*tw,
e=57-0,5*18=48мм.
Расстояние:
c=tw+bf/2-z0,
c=18+220/2-57=71мм.
Моменты инерции сечения наружной ветви относительно осей х2 и y:
Ix2=2*tf*bf3/12+hw*tw*e2+2*bf*tf*c2,
Iy=tw*hw3/12+2*tf*bf*((hвн+tw)/2)2.
Ix2=2*18*2203/12+650*18*482+2*220*18*712=59504063мм4.
Iy=18*6503/12+2*18*220*((562+18)/2)2=1078009500мм4.
Радиусы инерции сечения наружной ветви относительно осeй х2 и y:
ix2=(Ix2/Ав2)0,5,
iy=(Iy/Ав2)0,5.
ix2=(59504063/19620)0,5=55мм,
iy=(1078009500/19620)0,5=234мм.
Уточняем положение центра тяжести сечения колонны:
h0=hн-z0=1750-57=1693мм;
y1=Ав2*h0/(Ав1+Ав2)=19620*1693/(14730+19620)=967мм;
y2=h0-y1=1693-967=726мм.
Уточняем усилия в ветвях колонны.
Усилие в подкрановой ветви:
Nв1=-3447.64*726/1693+(-1986.137)*103/1693=-2651.59кН.
Усилие в наружной ветви:
Nв2=N4*y1/h0-M4/h0=-3377.461*967/1693-2207.159*103/1693=-3232.86кН.
<img border=«0» width=«298» height=«214» src=«ref-1_1203486229-2303.coolpic» v:shapes="_x0000_i1078">
продолжение
--PAGE_BREAK--Рисунок 23. Сечение нижней части колонны 4.4.2 Проверка устойчивости нижней части колонны
Проверка устойчивости ветвей из плоскости рамы (относительно оси
y
–
y
).
Подкрановая ветвь:
ly=ly1/iy=17200/243.9=70.5; jy=0.751;
s=Nв1/(jy*Aв1)=2651.59*103/(0.751*14730)=239.6МПа <Ry=240МПа.
Наружная ветвь:
ly=ly1/iy=17200/234=73.4; jy=0.737;
s=Nв2/(jy*Aв2)=3232.86*103/(0.737*19620)=223.5МПа <Ry=240МПа.
Из условия равноустойчивости подкрановой ветви в плоскости и из плоскости рамы определяем требуемое расстояние между узлами решетки:
lx1=lв1/ix1=lу=70.5;
lв1=lx1*ix1=70.5*49.2=3470мм.
Принимаем lв1=3140мм (число панелей – n=5).
Проверка устойчивости ветвей в плоскостирамы (относительно осей х1–х1 и х2–х2).
Для подкрановой ветви:
lx1=lв1/ix1=3140/49.2=63.8; jx=0.786;
s=Nв1/(jx*Aв1)=2651.59*103/(0.786*14730)=229.0МПа <Ry=240МПа.
Для наружной ветви:
lx2=lв1/ix2=3140/55=57.02; jx=0.819;
s=Nв2/(jx*Aв2)=3055,01*103/(0.819*19620)=201.1МПа <Ry=240МПа.
4.4.3 Расчет решетки подкрановой части колонны
Поперечная сила в сечении колонны: Qmax=-255.874кН.
Условная поперечная сила:
Qусл=0,2*A=0,2*(Aв1+Aв2),
Qусл=0,002*(14730+19620)=68.7кН<Qmax.
Расчет решетки проводим на Qmax.
Усилие сжатия в раскосе:
Np=Qmax/2*sina,
где sina=hн/lp=hн/(hн2+(lв1/2)2)0,5=1750/(17502+(3140/2)2)0,5=0.74.
Угол наклона раскоса a=аrcsin0.74=48˚.
Np=255.874/2*0.74=171.9кН.
Задаемся lр=94.4; j=0.581.
Тогда требуемая площадь раскоса:
Ар=Nр/(j*Ry*γс),
где gс=0,75 – для сжатого уголка, прикрепляемого одной полкой.
Ар=171.9/(0.581*240*0.75)=1645мм2.
Принимаем решетку:∟125´8со следующими характеристиками:
Ар=1970мм2,
imin=24.9мм,
lmax=lp/imin=2351/24.9=94.4, j=0.580.
Напряжения в раскосе:
s=Nр/(j*Ар)=171.9*103/(0.580*1970)=150.3МПа < Ry*gс=240*0,75=180МПа.
продолжение
--PAGE_BREAK--4.4.4 Проверка устойчивости колонны в плоскости действия момента как единого стержня
Площадь сечения:
А=Ав1+Aв2,
А=14730+19620=34350мм2.
Момент инерции сечения:
Ix=Aв1*y12+Aв2*y22,
Ix=14730*9672+19620*7262=24114046669мм4.
Радиус инерции:
ix=(Ix/А)0,5=(24114046669/34350)0,5=838мм.
Гибкость:
lx=lx1/ix=34400/838=41.1.
Приведенная гибкость:
lпр=(lx2+α1*А/Арl)0.5,
где Ар1=2*Ар=2*1645=3940мм2 – площадь сечения раскосов по двум граням сечения колонны;
α1=10*lр3/(hн2*lв1)=10*23513/(17502*3140)=13.5,
где lр – длина раскоса,
hн – проекция длины раскоса на горизонталь,
lв1 – проекция длины раскоса на вертикаль.
lпр=(41.12+13.5*34350/3940)0.5=42.5.
Условная приведенная гибкость:
<img border=«0» width=«25» height=«29» src=«ref-1_1203488532-121.coolpic» v:shapes="_x0000_i1079">=λпр*(Ry/E)0.5,
<img border=«0» width=«25» height=«29» src=«ref-1_1203488532-121.coolpic» v:shapes="_x0000_i1080">=42.5*(240/20600)0.5=1.45.
Для комбинации усилий, догружающих наружную ветвь:
М4=2207.159кН*м; N4=3377.461кН.
Приведенный относительный эксцентриситет:
mef=М4*A*(y2+z0)/(N4*Ix),
mef=2207.159*103*34350*(726+57)/(3377.461*24114046669)=0.73.
По таблице 75 СНиП II-23-81* находим: φе=0.535.
σ=N4/(jе*А)=3377.461/(0.535*34350)=183.8МПа < Ry=240МПа.
Для комбинации усилий догружающих подкрановую ветвь:
М3=1986.137кН*м; N3=3447.64кН.
Приведенный относительный эксцентриситет:
mef=М3*A*y1/(N3*Ix),
mef=1986.137*34350*967/(3447.64*24114046669)=0.79.
По таблице 75 СНиП II-23-81* находим: φе=0.519.
σ=N3/(jе*А)=3447.64/(0.519*34350)=193.4МПа < Ry=240МПа.
Устойчивость сквозной колонны как единого стержня из плоскости действия момента не проверяем, т.к. она обеспечена проверкой устойчивости отдельных ветвей.
4.5 Расчет и конструирование узла сопряжения верхней и нижней частей колонны
Расчетные комбинации усилий в сечении над уступом:
1) М=814.921кН*м; N=-413.04кН.
2) М=-155.079кН*м; N=-672.24кН.
Давление кранов Dmax=3034.6кН.
Прочность стыкового шва (ш1, рис.24) проверяем по нормальным напряжениям в крайних точках сечения надкрановой части. Площадь шва равна площади сечения колонны.
1-я комбинация М и
N
.
Наружная полка:
σwН.п.=N/А0+IMI/Wх=-413.04*103/16720-814.921*106/4045928=-226.1МПа.
IσwН.п.I=I-226.1I МПа< Ry=240МПа.
Внутренняя полка:
σwВ.п.=N/А+IMI/W=-413.04*103/16720+814.921*106/4045928=176.7МПа.
IσwВ.пI=I176.7I МПа< Ry=240МПа.
2-я комбинация М и
N
:
Наружная полка:
σwН.п.=N/А0-M/Wх=-672.24*103/16720-(-155.079)*106/4045928=-1.9МПа.
IσwН.п.I=I-1.9I МПа< Ry=240МПа.
Внутренняя полка:
σwВ.п.=N/А+M/W=-672.24*103/16720+(-155.079)*106/44045928=-78.5МПа.
IσwВ.пI=I-78.5I МПа< Ry=240МПа.
Толщину стенки траверсы определяем из условия смятия:
tтр≥Dmax/(lсм*Rb*g),
где lсм=bop+2*tпл=300+2*20=340мм,
bop=300мм; tпл=20мм; Rр=360МПа.
tтр≥3034.6/(340*360*1)=24.8мм, принимаем tтр=25мм по ГОСТ 82-70*.
Усилие во внутренней полке верхней части колонны (2-ая комбинация):
Nп=N/2+M/hв,
Nп=-672.24/2+(-155.079)*103/700=-557.7кН.
Длина шва крепления вертикального ребра траверсы к стенке траверсы (ш2):
Lш2=Nп/(4*kf*βf*Rwf*gwf)<85*βf.*kf,
Lш2=557.7/(4*8*0,9*180*1)=107.6мм < 85*0,9*8=612мм.
Принимаем полуавтоматическую сварку проволокой марки Св-08А, d=1,4...2 мм.
В стенке подкрановой ветви делаем прорезь, в которую заводим стенку траверсы.
Для расчета шва крепления траверсы к подкрановой ветви (ш3) принимаем вторую комбинацию усилий, дающую наибольшую опорную реакцию траверсы F:
М=-155.079кН*м; N=-672.24кН.
F=N*hв/2*hн+M/hн-0,9*Dmax.
F=-672.24*700/(2*1750)+(-672.24)*103/1750-0,9*3034.6=-2954.2кН.
Требуемая длина шва:
Lш3=F/(4*kf*βf*Rwf*gwf) < 85*βf.*kf,
Lш3=2954.2/(4*9*0,9*180*1)=506.5мм < 85*0,9*9=688.5мм.
Из условия прочности стенки подкрановой ветви в месте крепления траверсы определяем высоту траверсы hтр:
hтр≥F/(2*tw*Rs*g),
где tw=17.5мм – толщина стенки двутавра подкрановой ветви.
hтр≥2954.2*103/(2*17.5*140*1)=1205.8мм.
Принимаем высоту траверсы hтр=1500мм.
Проверим прочность траверсы как балки, нагруженной усилиями N, M, Dmax.
Максимальная поперечная сила в траверсе:
Qmax=N*hв/2*hн+M/hн-k*0,9*Dmax/2,
где k=1,2 – коэффициент, учитывающий неравномерную передачу усилия Dmax.
Qmax=-672.24*700/(2*1750)+(-155.079)/1750-1,2*0,9*3034.6/2=-1955.3кН.
Касательное напряжение:
τтр=Qmax/(tтр*hтр),
τтр=1955.3/(25*1500)=52.1МПа < Rs=140МПа.
<img border=«0» width=«410» height=«545» src=«ref-1_1203488774-10313.coolpic» v:shapes="_x0000_i1081">
продолжение
--PAGE_BREAK--Рисунок 24. Соединение верхней и нижней частей колонны
4.6 Расчет и конструирование базы колонны 4.6.1 Определение расчетных усилий
База колонны представлена на рисунке 25.
Расчетные комбинации усилий в нижнем сечении колонны (сечение 4–4):
1) M=2207.16кH*м; N=-3377.46кH (для расчета базы наружной ветви);
2) M=-1425.54кH*м; N=-3377.46кH (для расчета базы подкрановой ветви).
Усилия в ветвях колонны:
— в подкрановой ветви:
Nв1=N*y2/h0+M/h0,
Nв1=3377.5*726/1693+1425.5*103/1693=2290.36кН;
— в наружной ветви:
Nв2=N*y1/h0+M/h0,
Nв2=3377.5*967/1693+2207.2*103/1661=3232.86кН.
4.6.2 База наружной ветви
Подберем
плиту базы и траверсы наружной ветви колонны.
Требуемая площадь плиты:
Апл.тр=Nв2/(Rb*γ),
Апл.тр=3232.86/(8.5*1.2)=316947мм2.
По конструктивным соображениям свес плиты с2 принимаем не менее 40 мм. Тогда:
В³bk+2*с2=597+2*40=677мм, принимаем В=700мм, тогда
с2=(В-bk)/2=(700-597)/2=51.5мм.
Требуемая длина плиты:
Lтр=Апл.тр/В,
Lтр=316947/700=453мм, принимаем L=500мм.
Фактическая площадь плиты:
Апл.факт=B*L,
Апл.факт=700*500=350000мм2.
Среднее напряжение в бетоне под плитой:
sb=Nв2/Апл.факт,
sb=3232.86*103/350000=9.24МПа.
Из условия симметричного расположения траверс относительно центра тяжести ветви расстояние между траверсами в свету равно:
p=2*(bf+tw-z0),
p=2*(220+18-57)=362мм.
Толщину траверсыпринимаем tтрав=14мм, тогда свес плиты с1 будет равен:
c1=(L-p-2*tтрав)/2,
c1=(500-362-2*14)/2=55мм.
Определяем изгибающие моменты на отдельных участках плиты (на 1 м):
— участок 1(консольный свес с=с1=55мм):
M1=σb*c12/2=9.24*552/2=14.0кН*м;
— участок 2(консольный свес с=с2=51.5мм):
M2=σb*c22/2=9.24*51.52/2=12.2кН*м;
— участок 3(плита, опертая на четыре стороны):
b/a=562/220=2.6=> α=0.125.
M3=α*σb*a2=0.125*9.24*2202*10-3=55.9кН*м;
— участок 4(плита, опертая на четыре стороны):
d=p-tw-a=362-18-220=124мм,
b/d=562/124=4.5=> α=0.125,
M4=α*σb*d2=0.125*9.24*1242=17.7кН*м.
Принимаем для расчета Мmax=55.9кН*м.
Требуемая толщина плиты (с учетом припуска на фрезеровку — 2 мм):
tпл=(6*Mmax/Ry)0,5+2,
tпл=(6*103*55.9/240)0,5+2=39.4мм, принимаем по ГОСТ 82-70* tпл=40мм.
Высоту траверсы определяем из условия размещения шва крепления траверсы к ветви колонны. В запас прочности все усилия в ветви передаем на траверсу через 4 угловых шва.Сварка полуавтоматическая проволокой марки Св-08А; d=1,4…2 мм; bf=0,9. Назначаем kf=14мм.
Определяем требуемую длину шва:
lfтр=Nв2/(4*kf*βf*Rwf*γwf) < 85*βf*kf,
lfтр=3232.86*103/(4*14*0.9*180*1)=356.4мм < 85*0,9*14=1071мм
Принимаем hтр=400мм.
Подберем анкерные болты.
Для определения анкерных болтов базы наружной ветви принимаем следующие комбинации усилий (см. рисунок 25):
Mмакс нар=1329.37кН*м, Nмин сжим=413.04кН.
Усилие в болтахбазы наружной ветви:
Fа нар=(Mмакс нар-Nмин сжим*y1)/h0,
Fа=(1329.37-413.04*967*10-3)*103/1693=549.3кН.
Требуемая площадь нетто одного болта:
Aнтрнар=Faнар/(n*R),
где n– количество болтов в базе, шт,
R– расчетное сопротивление растяжению фундаментного болта, МПа.
Aнтрнар=549.3*103/(2*185)=1484.6мм2.
Принимаем по ГОСТ 24379.0-80 в базе подкрановой ветви фундаментные болты 2
Æ
56 с площадью одного болта
A
н нар=1874.0 мм2.
Подберем анкерные плитки.
Расчетный момент:
M=0,5*Fа нар*p/2,
M=0,5*549.3*362*10-3/2=49.70кН*м.
Требуемый момент сопротивления сеченияанкерной плитки с одной стороны от ветви колонны:
Wтр=M/(2*Ry),
Wтр=49.70*106/(2*240)=103547мм3.
Примем два швеллера 14Упо ГОСТ 8240-97 с суммарным моментом сопротивления Wx=140400мм3.
Проверка прочности:
σ=M/(2*W)<Ry,
σ=49.70*106/140400=177.0МПа < Ry=240МПа.
продолжение
--PAGE_BREAK--
еще рефераты
Еще работы по строительству
Реферат по строительству
Бетонные работы и работы по кирпичной кладке в зимних условиях
3 Сентября 2013
Реферат по строительству
Машины для производства бетонных работ
3 Сентября 2013
Реферат по строительству
Разработка организационно-технологической схемы возведения фундамента
3 Сентября 2013
Реферат по строительству
Технология строительного производства 2
3 Сентября 2013