• Главная
    		•
  • Скачать

    • Курсовик Стальной каркас одноэтажного промышленного здания.


    Предмет: Строительство. Добавлен: 28.05.18. Год: 2017. Страниц: 22. Оригинальность по antiplagiat.ru: < 30%
    Содержание:
    1.Компоновка конструктивной схемы каркаса………2
    2.Расчет поперечной рамы здания………...3
    3.Расчет стропильной фермы……….10
    4.Расчет и конструирование колонны………..12
    5.Расчет и конструирование узлов колонны………...17
    6.Список используемой литературы………22


    Исходные данные :
    L-пролет здания = 30 м
    Q-грузоподъемность крана =100 т
    LL-длина здания =132 м
    H- отм.головки рельса =12 м
    Цех механический, режим 5К
    г.Нижний Новгород

    1.Компоновка конструктивной схемы каркаса.
    1)Вертикальные размеры колонны:

    Н2 = (Нк + 100) + f,
    где Нк – высота крана от головки рельса до верха тележки;
    100 мм – допуск на изготовление крана;
    f – зазор, учитывающий прогиб фермы и провисание связей по нижним поясам ферм (принимаем: с = 300 мм, т.к. L = 30 м),
    Н2 = 4000 + 100 + 300 = 4400 мм.
    Н2 должно быть кратно «высотному» модулю 200 мм.
    Н0 = Н1 + Н2 ,
    где Н1 = Н (отметка головки рельса, равная 12000 мм);
    Н0 = 12000 + 4400 = 16400 мм.
    Н0 должно быть кратно 600 мм. Принимаем Н0 = 16800 мм. При этом необходимо скорректировать Н1. Принимаем:
    Н1 = Н0 – Н2 = 16800 – 4400 = 12400 мм.
    Длина верхней (надкрановой) части колонны:
    Нв = Н2 + hб + hр ,
    где hb – высота подкрановой балки (1600 мм);
    hр – высота рельса (170 мм).
    Нв = 4400 + 1800 = 6200 мм.
    Длина нижней (подкрановой) части колонны:
    Нн = Н0 + Hб – Hв = 16800 + 600 – 6200 = 11200 мм,
    где Hб – заглубление базы колонны
    Полная длина колонны:
    H = Нн + Hв = 11200 + 6200 = 17400 мм.
    Высота фермы на опоре (по наружным граням поясов):
    Hф = 3150 мм (при L = 30 м).

    2)Горизонтальные размеры колонны:
    С учетом режима работы и грузоподъемности кранов принимаем а=500 мм.
    L1 = B1 + (hв – a) + 75,
    где hв – высота сечения верхней части колонны (принимается hв ? 1/12 Hв , кратно 50 мм), hв = 700 мм;
    75 мм – минимальный зазор между краном и колонной;
    L1 = 400 + (700 – 500) + 75 = 675 мм.
    Назначаем l1=750(кратно 250), при этом ширина нижней части колонны составит:
    Hн = L1 + a = 750 + 500 = 1250 мм ? 1/20 H = 870 мм.
    Пролёт крана:
    Lк = L – 2 · L1 = 3000 – 2 · 750 = 28500 мм.


    Рисунок 1.

    2.Расчет поперечной рамы здания.
    Таблица №1.Нагрузка на 1 м2 кровли.
    №
    п/п Состав покрытия
    (нагрузка) Нормативн я
    нагрузка,
    кН/м2 Коэфф. надежности по нагрузке Расчетная нагрузка, кН/м2
    1 Защитный слой (битумная мастика с втопленным гравием h=20мм) 0,40 1,3 0,52
    2 Гидроизоляция из 4-х слоев рубероида 0,2 1,3 0, 6
    3 Утеплитель(минерал ватные плиты повышенной жесткости)g=200кг/м3 (h=90мм) 0,18 1,2 0,2
    4 Пароизоляция - 1 слой рубероида 0,05 1,3 0 07
    5 Стальная панель с профилированным настилом 0,35 1,05 0 37
    6 Собственная масса металлических конструкций шатра 0,3 1,05 0,32
    ИТОГО: gн = 1,48 – gр = 1,76
    1)Постоянная нагрузка.
    Расчетная равномерно распределенная погонная нагрузка на ригель рамы вычисляется по формуле: qg=qкр•bф/cos?=1,76• 2/1=21,1 кН/м
    Опорная реакция ригеля рамы:
    FR= qg•L/2=21,1•30/2=317 кН
    Масса верхней части G=0,2•1,05•0,5•12•30 2=18,9 кН
    Масса нижней части Gн=0,8•1,0•0,5•12•30 2=75,6 кН
    F1=1,2•2• (6,2+3,15+0,65-1,2) •12+1,1•0,35•1,2•12+ 8,9=227,88 кН
    F2=1,2•2• (11,2-6) •12+1,1•0,35•6•12+75 6=253,08 кН
    Сосредоточенный момент из-за смещения осей верхней и нижней частей колонны
    М=-( FR+ F1) •e0=-(317+227,88) •0,275=-150,12 кН•м
    e0=0,5• (hн-hв)=0,5• (1,25-0,7)=0,275 м
    Рисунок 2.

    2)Снеговая нагрузка
    qs=?SgBф=1•2,4•12=28 8 кН/м
    Опорная реакция ригеля FR=28,8•30/2=432 кН
    Сосредоточенный момент из-за смещения осей верхней и нижней частей колонны
    M=-FR•e0=-432•0,275= 118,8 кН•м
    3)Вертикальные нагрузки от мостовых кранов
    Рисунок 3.

    Dmax=?f •?•?Fk n•y+?g•Gnn.k.=1,1•0,8 •459•4,85+1,05•45=20 1,5+47,3=2 28,8 кН
    F’k=(Q+Gk)/n0-Fnk=(1 0+1303)/2-459=243 кН
    Dmin=?н• (nk•F’k?y+1,05•Gn)=0 95(1,1•243•4,85+1,05 45)=1276,5 кН
    ek=0,5hн=0,5•1,25=0, 3 м
    Mmax= ek•Dmax=0,63•2128,8= 341 кН•м
    Mmin=0,63•1276,5=804 2 кН•м
    4)Горизонтальные крановые воздействия
    Tn k=0,05(Q+Gт)/n0=0,05 100+363)/2=11,58
    T=?f??Tn ky=1,1•0,95•11,58•4,8 =58,7
    Рисунок 4.

    5)Ветровая нагрузка
    Высота,м до 5 м 10 20 30
    k 0,5 0,65 0,85 0,98
    qw=1,4•0,23•0,8•12k= ,09k
    17,4+3,15+0,15=20,7 м
    17,4 м: 3,09•0,798=2,47
    20,7 м: 3,09•0,859=2,65
    Fw=(q1+q2) •h/2=(2,47+2,65) •3,3/2=8,45
    F’w=Fw•0,6/0,8=8,45• ,6/0,8=6,34
    kэ=k0+((kн-ko)(H-5)(5 2(H-5)/3))/H2=0,5+((0, 98-0,5)( 7,4-5)(5+2(17,4-5)/3 )/17,42=0,66
    qэ=qcн•kэ=3,09•0,66=2 04 кН/м
    q’э=qэ•с’/с=2,04•0,6 0,8=1,53 кН/м
    Рисунок 5.

    Учет пространственной работы каркаса при расчете поперечной рамы.
    В расчете на вертикальные и горизонтальные крановые нагрузки учитывается пространственная работа каркаса с помощью понижающего коэффициента ?_пр для горизонтальных перемещений карнизных узлов рамы.
    Для кровли из панелей с профилированным настилом можно принять (?-I_н )/I_п =1/6.
    ?_пр=1-?-?^ (n_o/(?-y)-1)
    n_o-число колес кранов на одной нитке подкрановых балок;
    ?-y-сумма ординат линии влияния реакции рассматриваемой рамы.
    Коэффициент упругого отпора ? можно определить в зависимости от параметра ?, характеризующего соотношения жесткостей поперечной рамы и покрытия:
    ?=В^3 (?-?I_н?d?)/(H^3?I_п )=?12?^3 (1?0,52)/(?17,4?^3?6) 0,0284
    Где В-шаг поперечных рам,?-I_н -сумма моментов инерции нижних частей колонн,d-коэффициент приведения ступенчатой колонны к эквивалентной по смешению колонне постоянного сечения, Н-высота колонны, I_п=I_св+I_кр,где I_св-момент инерции продольных связей по нижним поясам ферм, I_кр-эквивалентный момент инерции кровли.
    ?=0,7132,?^=-0,2368
    ?_пр=1-0,7132+0,2368 8/4,85-1)=0,44


    3.Статический расчет поперечной рамы.
    Загружение 1.Эпюры усилий M,N,Q на левой стойке от постоянной нагрузки.




    Загружение 2.Эпюры усилий M,N,Q на левой стойке от снеговой нагрузки.
    М N Q
    Загружение 3.Эпюры усилий M,N,Q на левой стойке от вертикальной крановой нагрузки-тележки с грузами у левой стойки.(с учетом ?пр)
    М N Q

    Загружение 4.Эпюры усилий M,N,Q на левой стойке от вертикальной крановой нагрузки-тележки с грузами у правой стойки.(с учетом ?пр)
    М N Q

    Загружение 5.Эпюры усилий M,N,Q от горизонтальной крановой нагрузки на левую стойку, направленной слева направо.(с учетом ?пр)
    М N Q
    Загружение 6.Эпюры усилий M,N,Q от горизонтальной крановой нагрузки на правую стойку, направленной слева направо.(с учетом ?пр)
    М N Q

    Загружение 7.Эпюры усилий M,N,Q от ветровой нагрузки слева.
    М N Q


    Загружение 8.Эпюры усилий M,N,Q от ветровой нагрузки справа.
    М N Q
    Таблица №2.Определение расчетных усилий в сечениях рамы.
    Сечение 1-1 Сеч. 2-2 Сеч. 3-3 Сеч. 4-4
    № Нагрузки n M N Q M N M N M N Q
    1 Постоянная 1 260 -3 7 19 142 545 -8 555 -2 1 798 19
    2 Снеговая 1 369 -43 33 165 -432 46 -432 322 -432 3
    0.9 332 -389 30 148 389 41 -389 -290 -38 30
    3 Dmax на лев.стойку 1 166 0.5 9 -453 0.5 888 -2128 -2 2 -2128 99
    0.9 150 0.5 89 -408 0.5 799 -1915 -199 -19 5 89
    3* Dmax на пр.стойку 1 177 -0.5 4 -284 -0.5 520 -127 -313 -127 74
    0.9 160 -0.5 67 -25 -0.5 468 -1150 -282 1150 67
    4 + T на лев.стойку 1 57 -0.9 27 -113 -0.9 -113 -0.9 236 -0.9 31
    0.9 51 -0.8 25 -102 -0.8 -102 -0.8 213 - .8 -28
    - T на лев.стойку 1 -57 0.9 -27 113 0.9 113 0.9 -2 6 0.9 31
    0.9 -51 0.8 -25 102 0.8 102 0.8 -213 0.8 28
    4* +T на прав.стойку 1 -31 -0 9 -6 -0.9 -0.9 -0.9 0.9 79 -0.9 -6
    0.9 -28 -0.8 -6 -0. -0.8 -0.8 -0.8 71 - .8 -6
    -T на прав.стойку 1 31 0.9 6 0.9 0.9 0.9 0.9 -7 0.9 6
    0.9 28 0.8 6 0.8 0. 0.8 0.8 -71 0.8 6
    5 Ветер слева 1 -78 5.4 -5.5 -4.4 5.4 -4.4 5.4 32 5.4 -41
    0.9 -70 4.9 -5.0 -4 0 4.9 -4.0 4.9 294 4 9 -37
    5* Ветер справа 1 85 -5.4 9.0 -2.0 -5.4 -2.0 -5.4 308 -5.4 36
    0.9 77 -4.9 8.1 -1.8 -4.9 -1.8 -4.9 -277 - .9 36
    Сечение 1-1 Сеч. 2-2 Сеч. 3-3 Сеч. 4-4
    -Mmax № 1,3,4(+) 1,3*,4(-)
    1 -424 544 -770 -479 25
    Ncоотв. № 1,3,4(+),5 1,2,3*,4(-),5*
    0.9 -371 549 -1282 745 180
    +Mmax № 1,3,4(+) 1.2 1,3, (-) 1.5
    1 484 -317 146 307 13 994 -1572 106 803 - 2
    Ncоотв. № 1,2,3,4(+), * 1,2,5* 1,2,3,4(-) ,3,4(-),5
    0.9 870 -710 171 28 154 935 -1749 -338 - 112 99
    Nmax № 1,3,4(+) 1,3,4(-)
    1 -424 544 -678 -132 146
    -Mcоотв. № 1,3,4(+),5 1,2,3,4(-),5*
    0.9 -369 540 -1200 - 510 202
    Nmax № 1.2 1.2 1,3,4 -) 1.5
    1 629 -749 52 307 1 3 994 -1572 106 803 - 2
    +Mcоотв. № 1,2,3,4(+) 5* 1,2,5 1,2,3,4(-) ,3,4(+),5
    0.9 870 -710 171 28 161 935 -1749 87 -1 13 43
    Nmin № 1,5*
    -Mcоотв. 1 Усилия M и N от постоянной нагрузки -488 647 55
    Nmin № учтены с поправочным множителем 1.5
    +Mcоотв. 1 0,9/1,1= 0 8 146 658 -22
    Qmax № 1,2,3,4(+),5* 1,2,3,4(-),5*
    0.9 171 202

    4.Расчет стропильной фермы
    Материал стержней ферм-сталь С245,Ry = 240 МПа(t?20 мм);материал фасонок-С255.Элементы фермы выполнены из уголков.

    1)Сбор нагрузок на ферму и определение усилий
    Нагрузка от массы покрытия:
    gкр=1,76 кН/м2
    Состав кровли см. табл.№1 (выше в расчете поперечной рамы).
    Узловые силы: F =1,76•12•3=63,36 кН
    Опорные реакции: FA,g=4•63,36=253,44 кН
    2)Снеговая нагрузка.
    Расчетная нагрузка s=?sg=2,4?
    F=2,4•12•3=86,4 кН
    Опорные реакции: FA,g=4•86,4=345,6 кН
    3)Нагрузка от рамных моментов
    1 комбинация(для определения дополнительных усилий в раскосах и крайней панели верхнего пояса, а также расчета опорного узла):
    Наибольший по абсолютной величине момент в сечении 1-1
    Млев =870 кН•м(комбинация 1,2,3,4(+)5*)
    Мправ=654 кН•м(комбинация 1,2,3*,4*(+)5)
    Nлев риг=19+30+89+25+8=17 кН
    2 комбинация(для определения возможных сжимающих усилий в панелях нижнего пояса)
    Млев =538 кН•м(комбинация 1,3,4(+)5*)
    Мправ=322 кН•м(комбинация 1,3,4(+)5*)
    Nлев риг=19+89+25+8=141 кН
    Таблица №3.Расчетные усилия в стержнях ферм.


    Таблица №4.Проверка сечений стержней фермы.


    Таблица №5.Расчет сварных швов прикрепляющих раскосы к фасонкам.
    № стержня Сечение N,кН Шов по обушку Шов по перу
    Nоб=0.7N кН 4?kоб?1.2t мм kобf Lоб?40 мм Nп=0.3N кН 4?kп?t-2 мм kпf Lпера?40 мм
    1-9 160х12 1333 1000 14. 14 293 400 10 10 169
    9-2 160х12 1127 789 1 .4 14 234 338 10 10 1 4
    2-11 125х12 877 614 14 4 14 184 263 10 10 1 4
    11-3 100x8 626 438 9.6 10 184 188 6 6 134
    3-13 110x8 375 263 9. 10 114 113 6 6 84
    13-4 75х5 127 89 6 6 69 38 4 4 48

    5.Расчет и конструирование колонны.
    1)Материал колонны- сталь марки Ст3кп2
    При 0,05‹Y_в?Y_н =0,2‹0,3 и Н_в?Н_н =0,55?0,6,(N_н^max)?( _в^max )=1510/540?3?3
    ?в=3,?н=2;
    Принимаем Lx.в=3•620=1860 см
    Lх.н=2•1120=2240 см
    Расчетные длины из плоскости рамы:
    Lу.в.=Нв-hб=620-160= 60 см
    Lу.н.=Нн=1120 см, в высоких зданиях для сокращения расчетной длины Lу.н. целесообразно устанавливать распорки по всему ряду колонн. Тогда Lу.н.=Нн/2
    2)Подбор сечения верхней части колонны:
    Расчетная комбинация усилий: Мmax, Ncоот (сечение 1-1,нагрузки 1,2,3,4(+),5*)
    Мmax=870 кН•м; , Ncоот=-710 кН;
    e=|M|/|N| =87000/710=123 см
    Сечение верхней части колонны принимаем из сварного составного двутавра. Высота сечения hв=700 мм. Требуемую площадь сечения Атр определяем из условия устойчивости стержня в плоскости действия момента.
    Приближенные значения геометрических характеристик:
    Радиус инерции i_x?0,42h=0,42?70=29 4 см;
    Ядровое расстояние ?_x?0,35h=0,35?70=24 5 см;
    Приведенная гибкость ? ?_(х )=l_xв?i_x ?v(R?(E ))=1860/29,4?v(24?(2, 6??10?^4 ))=2,16
    Относительный эксцентриситет m_x=e_x??_x =|M|?(|N|??_x )=87000?(710?24,5)=5,0 1
    Коэффициент влияния формы сечения при 0?‹(? ) ??_ =2,16‹5, 5‹m_x=5,001‹20,A_п?А_ст ›1
    Где Ап-площадь полки; Аст-площадь стенки сечения.
    ?=1,4-0,02? ?=1,4-0,02?2,16=1,37
    Приведенный относительный эксцентриситет
    m_1x=??m_x=1,37?5=6,8
    По табл.74[2] при (? ) ?_ =2,16 и m_1x=6,85 опр. ?=0,179
    Тогда А_тр=N?(?R?_c )=710?(0,179?24?1)=1 5,27 ?см?^2
    3)Компоновка сечения
    При определении размеров стенки предварительно задаемся толщиной полок tп=2 см (в пределах 1-2 см), тогда h_ст=h-2*t_п=70-2*2= 6 см
    Минимальная толщина стенки на условия ее местной устойчивости при ? ?›0,8 и m_x?1 составляет:
    t_ст^min=h_ст/((0,9+0 5? ?)v(E?R))=66/((0,9+0,5? ,16)v((2,06??10?^4)?24 )=1,14
    Требуемая толщина стенки-12 мм. С целью снижения расхода стали используем работу стенки, принимая ее толщиной 8 мм. Включаем в расчетное сечение два крайних участка стенки шириной по 0,85t_ст v(E?R)=0,85?0,8v((2,0 ??10?^4)?24)=19,92?20 см
    Расчетная площадь стенки Аст=2•20•0,8=32 см2
    Требуемая площадь полок А_(п,тр)=(А_тр-А_ст) 2=(165,27-32)/2=66,64 ?см?^2
    Для обеспечения устойчивости верхней части колонны из плоскости действия момента
    b_п^min=1/(20l_yв )=460/20=23 см
    Из условия местной устойчивости полки
    b_св/t_п =(0,36+0,1? ? ) v(E?R)=(0,36+0,1?2,1 ) v((20,6??10?^4)?24)=16 88 см
    Где B_св=(b_п-t_ст)/2, принимаем Bп=36 см ,tп=2 см, Ап=36•2=72 см2 ,b_св/t_п =(36-0,8)/(2?2)=8,8
    4)Геометрические характеристики сечения
    Полная площадь сечения Ао=2•36•2+(70-2•2) •0,8=196,8 см2
    Расчетная площадь сечения с учетом только устойчивой части стенки:
    А=2•2•36+32=176 см2
    Y_x=(0,8??66?^3)/12+2? ?36?(70/2-2/2)^2=185 30,4 ?см?^4
    Y_y=(2?2??36?^3)/12=1 552 ?см?^4 ,W_x=185630,4/35=530 ,73 ?см?^3 ,?_x=W_x?A_o =5303,73/196,8=26,9с
    i_x=v(Y_x?A_o )=v(185630,4/196,8)= 0,71 см , i_y=v(Y_y?A_o )=v(15552/196,8)=8,9 см ,A_п?А_ст =36/32=1,1
    5)Проверка устойчивости верхней части колонны:
    -в плоскости действия момента(относительно оси х-х)
    ?_x=l_xв?i_x =1860/30,71=60,57 ,(?_x ) ?=?_x v(R?E)=60,57v(24/(2, 6??10?^4 ))=2,07 ,m_x=e??_x =123/26,9=4,57
    Коэффициент влияния формы сечения при при A_п?А_ст =1,1 ?=1,38
    m_1x= ?m_x= 1,38?4,61=6,36
    По табл.74[2] при (?_ ) ?=2,07 и m_1x=6,36 определяем ?=0,183
    ?=N?(??A)=710/(176?0, 83)=22,05‹R=24
    Недонапряжение составляет (24-22,05)/24?100%=8 %›5%

    -на плоскости действия момента(отн-но оси у-у)
    При нагрузках 1,2,3,4(+),5* наибольший момент в сечении 1-1 Мmax=870 кН•м.
    Определяем соответствующий(при тех же нагрузках) момент в сечении 2-2
    М_(2-2)=-424 кН•м
    Наибольший момент в пределах средней трети расчетной длины Lу.в.
    M_(a-a)=M_(2-2)+(M_( -1)+M_(2-2))/H_в ?(h_б+(2l_ув)?3)=-42 +(870+424)/620 (160+2?460/3)=549,98 Н*м
    ( по модулю не менее |M_max |?2=|870|?2=435 кН•м).
    В запас устойчивости принимаем такое же расчетное сечение колонны, как и при проверке устойчивости относительно х-х т.е. с учетом только крайних участков стенки.
    m_x=M_(a-a)?(N??_x )=54998/(710?26,9)=2, при m_x?5, c=??((1+?m_x))
    Коэффициенты ? и ? определяются по :
    ?_y=l_ув?i_y =460?8,9=51,69‹?_c=3,14v(E?R)=3,14v (2,06??10?^4)?24,2)=92
    ?=1 при 1?m_x?5 ; ?=0,65+0,05m_x=0,8 c=1?((1+0,8?2,9))=0,301
    По табл.72 ?=0,8
    ?=N?(с???A)=710/(0,301 0,8?176)=16,75 кН?/см?^2‹R=24 кН?/см?^2
    При отсутствии ослабления сечения и m_x‹20 проверка прочности внецентренно сжатого стержня не требуется. Поскольку в расчетное сечение включена только часть стенки, проверка ее устойчивости не нужна.
    Местная устойчивость полок при подборе сечения обеспечена выбором соотношения b_св/t_п
    6)Подбор сечения нижней части колонн.
    Расчетные комбинации усилий
    -в сечении 3-3 М1=994 кН•м ,N1=-1572 кН
    -в сечении 4-4 М2=-1282 кН•м ,N2=-745 кН
    Сечение нижней части колонны компонуем из двутавров с параллельными гранями полок.
    у_1=|М_2 |/(|M_1 |+|M_2 | )?h_o=1282/(994+1282) 115=64,8 см
    h_o=125-10=115 см,у_2=h_o-y_1=115-64 8=50,2 см
    Усилия в ветвях:
    В подкрановой ветви N_в1=|N_1 |?y_2/h_o +|M_1 |/h_o =1572?50,2/115+99400/115 1550,56 кН
    В наружной ветви N_в2=|N_2 |?y_1/h_o +|M_2 |/h_o =745?64,8/115+128200/1 5=1534,57 кН
    7)Подбор сечения ветвей
    Из условия устойчивости при центральном сжатии А_в=N_в/(??R??_c )
    А_в1=1550,56/(0,85?24 2?1)=76,008 ?см?^2 , А_в2=1534,57/(0,85?2 ,2?1)=75,22 ?см?^2
    По сортаменту принимаем два двутавра 40Б2: А=84,12 см2
    iy=16,79 см, ix=4,54 см,bп=20 см,tcт=S=0,8 см
    Уточняем усилия в ветвях колонн:
    h_o=h_н-b_п/2=125-20 2=115 см
    N_в1=1550,56 кН
    N_в2=1534,57 кН


    8)Проверка устойчивости ветвей
    Поскольку сечение ветвей одинаково, проверяем устойчивость только наиболее нагруженной ветви:
    -из плоскости рамы(отн-но оси у-у)
    Lу.н.=1120 см,
    ?_yн=l_yв?i_y =1120/16,79=66,71;?у=0 771
    ?=1551/(0,771?84,12)=2 ,91‹24,2
    -в плоскости рамы
    Из условия равноустойчивости
    ?_xв=l_хв?i_х =?_y=67, ?l_хв?^тр=67?i_х=67? ,54=304,18 см
    Высота нижней части колонны Hн=1120 см, длина решетчатой части Нн-hтр-10=1120-0,8•12 -10=1010 см, hтр-высота траверсы в месте уступа. Принимаем по длине решетчатой части целое число панелей n, так чтобы длина панели не превышала ?l_хв?^тр:
    n=5,l_хв=1010?5=202 см‹?l_хв?^тр.
    Устойчивость ветви в плоскости рамы обеспечена, так как l_хв‹?l_хв?^тр.
    9)Расчет решетки подкрановой части.
    Поперечная сила в сечении 4-4 Qmax=202 кН
    Q_усл=0,2(А_в1+А_в2 )=0,2(84,12+84,12)=3 кН‹Q_max
    Усилие сжатия в раскосе
    N_p=Q_max/(2 sin?? )=202/(2?0,68)=149 кН ,где sin???=? h_o?v(?(l_хв?2)?^2+h_ ^2 )=115/v((202/2)^2+?115? 2 )=0,68, при центрации осей уголков на оси двутавров ветвей колонны.
    Определяем требуемую площадь уголка, предварительно задаваясь ?=0,6 и учитывая ?с=0,75 для сжатого уголка, прикрепляемого одной полкой.
    А_тр=N_p/(??R??_c )=149/(0,6?24?0,75)= 3,8 ?см?^2
    Принимаем уголок 100х7 Ар=13,8 см2 ,i_min=i_y=1,98 см
    Расчетная длина элемента решетки l_p=h_o?sin?? =115?0,68=169 см
    ?=l_p?i_min =169?1,98=85,35‹?_пред=150 ,?=0,635
    ?=149/(0,635?13,8)=1 кН/?см?^2‹0,75?24,2=18,15 кН/?см?^2
    10)Проверка устойчивости нижней части колонны как единого стержня в плоскости действия момента.
    Геометрические характеристики всего сечения:
    А=А_в1+А_в2=84,12+84 12=168,24 ?см?^2
    У_х=А_в1?у_1^2+А_в2? _2^2=84,12??64,8?^2+8 ,12??50,2? 2=565209 ?см?^4
    i_x=v(Y_x?A_ )=v(565209/168,24)=5 ,96 см
    ?_x=l_xн?i_x =2530/57,96=43,65, ?_пр=v(?_х^2+?_1?А?А ? )=v(?43,65?_^2+27?16 ,24?27,6)=45,5
    Коэффициент ?_1зависит от угла наклона раскосов. При ?_ =?40?^°??60?^°, ?_1=27. Площадь сечения раскосов по двум граням колонны А_?=2?А_р=2?13,8=27, ?см?^2
    Условная приведенная гибкость (?_пр ) ?=?_пр v(R?E)=45,5v(24,2/(2 06??10?^4 ))=1,55
    Проверка на комбинацию усилий в сечение 3-3 (М1=994 кНм,N1=-1572 кН-более сжата подкрановая ветвь).
    Относительный эксцентриситет m=|M|/|N| ?А/У_х ?у_1=99400/1572?168,24 565209?64,8=1,22
    ?=0,546 ?=N?(??A)=1572/(0,546 168,24)=17,11 кН?/см?^2‹R=24,2 кН/?см?^2
    11)Проверка соотношения жесткостей.
    Верхняя часть У_в=У_х= 185630,4 ?см?^4
    Нижняя часть У_н=0,9У_х=0,9?56520 =508688 ?см?^4 ,(0,9 учитывает влияние деформативности решетки).
    n=У_в/У_н =185630,4/508688=0,33 (отличается от принятого в расчете рамы n=0,2 на 40%, что больше допустимого отличия в 30%).

    6.Расчет и конструирование узлов колонны.
    Прикрепление нижнего пояса к колонне.
    M=870 кН•м, Q= 599 кН; H=H_м+|N_лев |=285+171=456 кН
    H_M=|М|/h_оп =870/3,05=285 кН
    Проверка опорного фланца на смятие
    Конструктивно tфл=2,5 см, ширина фланца bфл=20 см.
    ?=Q/(b_фл?t_фл )=599/(2,5?20)=11,98 ‹R_смт
    Прикрепление столика к колонне.
    С учетом случайного эксцентриситета силы Q (e?c/6) на один шов «Ж» передается 2/3Q:
    l_ш^треб=(2/3 Q)/(?_ш?k_ш?R_уш^св )=(2/3?599)/(0,9?0,6? 8)=41 см, не более 85?_ш?k_ш=46 см;
    ?_ш=0,9,k_ш=0,6 см;высота столика h_ст^треб= 41+1=42 см ,принимаем hст=42 см.
    Прикрепление фасонки к опорному фланцу.
    Эксцентриситет e=h_ф?2-12=45?2-12=1 ,5 см, H?e=456•10,5=4788 кН•см
    Принимаем kш=1 см,?_ш=0,8
    l_ш^расч=h_ф-1 см=45-1=44 см
    А_ш=2?_ш k_ш l_ш^расч=2•0,8•1•44=7 ,5 см
    W_ш=2 (?_ш k_ш (l_ш^расч )^2)/6=(0,8•1•?44?^2) 3=517 ?см?^3
    ?_ш^Q=Q/A_ш =599/70,5=8,5 кН/?см?^2
    ?_ш^Н=Н/A_ш =456/70,5=6,47 кН/?см?^2; ?_ш^Не=(Н?е)/? W?_ш =4788/517=9,26 кН/?см?^2;
    Проверяем на прочность шва при условном срезе в наиболее напряженной точке:
    v((?_ш^Q )^2+(?_ш^Н+?_ш^Не )^2 )=v(?8,5?^2+(6,47+9, 6)^2 )=17,6‹18 кН/?см?^2
    Сопряжение надкрановой и подкрановой частей внецентренно сжатой колонны.
    Прикрепление надкрановой части к подкрановой стыковыми швами.
    Прочность стыковых швов проверяем по нормальным напряжениям в крайних точках сечения надкрановой части:
    1 комбинация M,N
    Наружная полка(сжатие) |?_1^- |=N/A+M_+/W=113/160+3 700/4845,31=7,04 кН/?см?^2 ‹R=24,2 кН/?см?^2
    Внутренняя полка(растяжение) ?_1^+=N/A-|M_+ |/W=113/160-30700/4845 31=-5,6 кН/?см?^2 ‹R=20,6 кН/?см?^2
    2 комбинация M,N
    Внутренняя полка(сжатие) |?_2^- |=N/A+M_-/W=544/160+4 400/4845,31=12,15 кН/?см?^2 ‹R=24,2кН/?см?^2
    Наружняя полка(растяжение) ?_2^+=N/A+|M_- |/W=544/160-42400/4845 31=-5,4 кН/?см?^2 ‹R=20,6кН/?см?^2
    Прочность шва обеспечена с большим запасом.
    Толщину стенки траверсы определяем из условия ее смятия по формуле:
    t_(w,тр)=D_max??_n/l_ f ?R_p=2128?0,95/(43,2 35)=1,33 см
    l_ef=b_(o.p)+2t_пл=4 +1,6?2=43,2 см
    Принимаем t_тр=1,4 см.
    При второй комбинации M и N усилия во внутренней полке(в запас несущей способности) N_f=544/2+42400/100=696 кН.
    Длина шва крепления вертикального ребра траверсы к стенке траверсы
    l_w2=(N_f ?_n)/[4k_f?(?R_w ?_w )_min ] =696?0,95/(4?0,8?17) 12,15 см
    Применяем полуавтоматическую сварку в нижнем положении в среде углекислого газа сварочной проволокой СВ-08Г2С;R_wf=21,5кН ?см?^2, d=2 мм, ?_f=0,9 ,?_2=1,05(k_f?8 мм), R_w2=0,45R_un=0,45?36 16,2кН/?см?^2,?_f?R_ f=0,9?21,5 19,3 кН/?см?^2 ›?_z?R_wz=1,05?16,2=1 кН/?см?^2 .
    Расчет ведем по металлу границы сплавления. Принимаем k_f=0,8 мм ,l_w2‹85?_f k_f=85?0,9?0,8=61 мм
    В стенке подкрановой ветви делаем прорезь, в которую заводим стенку траверсы. Для расчета шва крепления траверсы к подкрановой ветви составляем комбинацию усилий ,дающую наибольшую опорную реакцию траверсы. Такой комбинацией будет сочетание 1,2,3,4(-),5*;N=151 кН, M=-221 кН•м
    F_тр=N?h_в/(2h_н )-?M?h_н +D_max ?=151?70/(2?125)-(-2 100/125)+2128?0,9=213 кН
    Коэффициент ?=0,9 учитывает, что усилия и приняты для 2-го основного сочетания нагрузок. Требуемая длина шва (k_f=0,8 мм).
    l_w3=F_тр/[4k_f?(?R_ ?_w )_min ] =2134/(4?0,8?17)=39 см
    Из условия прочности стенки подкрановой ветви в месте крепления траверсы определим высоту траверсы hтр по формуле:
    h_тр?(F_тр??_n)/(2t_w R_s )=(2134?0,95)/(2?0,8 13)=97 см
    t_w1=8 мм-толщина стенки двутавра 40Б2 , Rs=0,58•Ry=0,58•23=1 кН/см2-расчетное сопротивление срезу фасонного проката из стали С235.
    Принимаем hтр=100 см
    Максимальная поперечная сила в траверсе с учетом усилия от кранов возникает при комбинации усилий 1,2,3,4(-),5*.
    Q_max=(N?h_в)/(2?h_н )-M?h_н +(?k?D?_max ?)?2=(151?70)/(2?125 -((-22100))?125+(1,2?212 ?0,9)/2 1368 кН
    ?_тр=Q_max/(t_тр?h_т )=1368/(1,4?98)=10,1 Н/?см?^2‹R_s/?_n =14 кН/?см?^2
    Расчет и конструирование базы колонны.
    Ширина нижней части колонны превышает 1 м, поэтому проектируем базу раздельного типа.
    Расчетные комбинации усилий в нижнем сечении колонны(сечение 4-4):
    1)M=-1200 кН•м ;N=-1510 кН(для расчета базы наружной ветви);
    2)M=87 кН•м ;N=-1113 кН( для расчета базы подкрановой ветви);
    В комбинации усилий не учтена нагрузка от снега, так как М?h_н =29000/125=232 кН›(N?y_2)?h_н =389?50,2/125=156 кН , т.е. снеговая нагрузка разгружает подкрановую ветвь.
    Усилия в ветвях колонны определим по формулам:
    N_в1=8700/115+1113/115?50 2=562 кН
    N_в2=12000/115+1510/115? 4,8=1895 кН
    База наружной ветви: требуемая площадь плиты А_(пл.тр)=N_в2?R_ф =1895?1,02=1858 ?см?^2,R_ф=??R_(b,loc =???_b?R?_b=1•1•1,2•0, 5=1,0 кН/?см?^2,(бетон В15).
    По конструктивным соображениям свес плиты с2 должен быть не менее 4 см. Тогда B?b_k+2c_2=40+2•4=48 см, принимаем В=50 см, L_тр=А_тр?B=1858?50= 8см,принимаем L=40 см Апл=40•50=2000 см2›Aпл.тр.
    Среднее напряжение в бетоне под плитой ?_ф=N_в2?А_пл =1895?2000=0,95 кН/?см?^2.
    Из условия симметричного расположения траверс относительно центра тяжести ветви расстояние между траверсами в свету равно:2(b_f+t_w-z_o )=2(20+0,8-10)=22 см;
    при толщине траверсы 12 мм с1=(40-22-2•1,2)/2=7, см.
    Определяем изгибающие моменты на отдельных участках плиты.
    Участок 1(консольный свес с=с1=7,8 см):
    М_1=?_ф•(c_1^2)/2=0, 5•?7,8?^2/2=28,9 кН•см;
    Участок 2(консольный свес с=с2=5 см):
    М_2=0,95•5^2/2=11,88 кН•см;
    Участок 3 (плита, опертая на четыре стороны:b/a?2,?=0,12 ):
    М_3=?•?_ф•а^2=0,125• ,95•?20?^2=47,5 кН•см;
    Участок 4(плита, опертая на четыре стороны; b/a=36/10,9?2,?=0,12 ):
    М_4=?•?_ф•а^2=0,125• ,95•?10,8?^2=13,85 кН•см;
    Принимаем для расчета Mmax=47,5 кН·см.
    Требуемая толщина плиты t_пл=v(6M_max•?_n/R_ )=v(6•47,5•0,95/22)=3 5 см;Ry=220 МПа=22 кН/см2 для стали Ст3кп2 толщиной 21-40 мм.
    Принимаем tпл=36 мм .
    Высоту траверсы определяем из условия размещения шва крепления траверсы к ветви колонны. В запас прочности все усилия в ветви передаем на траверсы через четыре угловых шва. Сварка полуавтоматическая проволокой марки 08Г2С,d=2 мм,kf=8 мм. Требуемая длина шва определяется по формуле:
    l_(w,тр)=(N_в2•?_n)/ 4k_f•(?R_w ?_w )_min ] =(1895•0,95)/(4•0,8• 7)=33,09 см
    Принимаем hтр=35 см.
    Расчет анкерных болтов крепления подкрановой ветви (Nmin=647 кН, М=488 кН•м)
    Усилие в анкерных болтах F_a=((М-N•y_2 ))/h_o =(48800-647•50,2)/115=1 2 кН;
    Требуемая площадь сечения болтов из стали Ст3кп2 Rba=14,5 кН/см2, A_(b,тр)=F_a•?_n/R_b =142•0,95/14,5=9,3 ?см?^2 ; принимаем два болта d=30 мм; Аba=2•5,6=11,2 см2 .
    Усилие в анкерных болтах наружной ветви меньше. Из конструктивных соображений принимаем такие же болты.


    Список используемой литературы:
    1.Уваров Е.Ю., Окулов П.Д. Стальной каркас одноэтажного производственного здания. Методические указания для студентов специальностей «ПГС» ,1988.
    2.Металлические конструкции/Под общ. ред. проф.Е.И.Беленя.-6-е изд., перераб. и доп.-М.:Стройиздат,1 86.-560 с.
    3.Ведеников.Г.С. Металлические конструкции.-7-е изд., перераб. и доп.-М.:Стройиздат,1 98-760 с.
    4.СНиП II-23-81*(СП 16.13130.2010). Стальные конструкции,1982.
    Перейти к полному тексту работы