Здесь можно найти учебные материалы, которые помогут вам в написании курсовых работ, дипломов, контрольных работ и рефератов. Так же вы мажете самостоятельно повысить уникальность своей работы для прохождения проверки на плагиат всего за несколько минут.
Предлагаем нашим посетителям воспользоваться бесплатным программным обеспечением «StudentHelp», которое позволит вам всего за несколько минут, выполнить повышение оригинальности любого файла в формате MS Word. После такого повышения оригинальности, ваша работа легко пройдете проверку в системах антиплагиат вуз, antiplagiat.ru, РУКОНТЕКСТ, etxt.ru. Программа «StudentHelp» работает по уникальной технологии так, что на внешний вид, файл с повышенной оригинальностью не отличается от исходного.
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.
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
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.
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.
* Примечание. Уникальность работы указана на дату публикации, текущее значение может отличаться от указанного.
