44203

Стальной каркас промышленного здания

Курсовая

Архитектура, проектирование и строительство

При определении горизонтальных размеров учитываются унифицированные привязки колонн ак к разбивочным осям, требования прочности и жесткости, предъявляемые к колоннам, а так же эксплуатационные требования.

Русский

2014-12-20

1.19 MB

19 чел.

Министерство образования и науки Российской Федерации

Федеральное агентство по образованию

Государственное образовательное учреждение

высшего профессионального образования

Ростовский Государственный Строительный Университет

Кафедра МДиПК

Пояснительная записка к курсовому проекту на тему:

«Стальной каркас промышленного здания»

Выполнил:

студент гр. П-490

Аушев Ибрагим Магомед-Баширович

Проверил:

Лукашевич Эдуард Брониславович

г. Ростов – на– Дону

2014 г.

Содержание

1. Исходные данные

2. Компоновка конструктивной схемы поперечной рамы

    2.1. Вертикальные размеры рамы

    2.2. Горизонтальные размеры рамы

    2.3. Прочие размеры

3. Сбор нагрузок на поперечную раму

   3.1. Постоянная нагрузка

   3.2. Снеговая нагрузка

   3.3. Ветровая нагрузка

   3.4. Нагрузка от мостовых кранов

4. Статический расчет поперечной рамы

5. Определение усилий в элементах фермы

6. Подбор сечений элементов фермы

7. Расчет узлов стропильной фермы

8. Расчет колонны

   8.1. Расчетные длины колонны

   8.2. Подбор сечения верхней части колонны

   8.3. Подбор сечения нижней части колонны

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

   8.5. Расчет базы колонны

9. Литература

1. Исходные данные

Пролёт здания –30м.

Продольный шаг колонн – 12м.

Длина здания – 96м.

Место строительства – 4 снеговой район.

Тип кровли: Рубероид, пенополистирол 12см, пароизоляция, профилированный стальной настил.

Колонна ступенчатого типа с верхней сплошной и нижней сквозной частями.

Сопряжение фермы с колоннами шарнирное.

Крановое оборудование: 2 крана среднего режима работы грузоподъемностью 80/20тс

Отметка головки кранового рельса 11,0м

Стены самонесущие – панельные

Марка бетона для фундаментов В25

2. Компоновка конструктивной схемы поперечной рамы

Компоновка поперечной рамы заключается в определении ее основных вертикальных и горизонтальных размеров. Они зависят от грузоподъемности кранов, типа стенового ограждения и т.п.

2.1. Вертикальные размеры рамы

Вертикальные габариты рамы зависят от технологических условий производства и определяются расстоянием от уровня пола до головки кранового рельса (Н1) и расстоянием от головки кранового рельса до низа несущих конструкций покрытия (Н2). В сумме эти размеры составляют полезную высоту цеха (Н0).

Н2≥Нк+100+f

Где Нк – высота мостового крана на опоре, Нк=4000 мм

 f = 200…400мм – размер, учитывающий прогиб конструкций покрытия, для пролетов от 24 до 36м. Принимаем  f = 200мм.

100мм – необходимый по технике безопасности зазор между краном и несущими конструкциями покрытия с учетом допусков на изготовление крана.

Н2≥4000+100+200=4300мм

По требованиям унификации размер Н2 увеличивается в большую сторону до кратности 200мм:

Н2=4400мм

Полезная высота цеха (от уровня пола до низа стропильных ферм)

Н0= Н1+ Н2=1100+4400=15400мм

Для удобства монтажа стенового ограждения Н0 назначается кратным:

а) 1,2м при Н0<10,8м

б) 1,8м при Н0≥10,8м

в) 0,6м при соответствующем обосновании.

Принимаем Н0 кратным 1,8м:

Н0=16200мм.

Высота верхней части колонны:

Нв= Н2+hб+hр

Где hб – высота подкрановой балки, hб=1850мм

hр – высота подкранового рельса КР-100, hр=150мм

Нв=5200+1850+150=6400мм

Высота нижней части колонны Нн= Новз, причем Нз= 600…1000мм - заглубление опорной плиты базы колонны ниже нулевой отметки, при грузоподъемности крана до 100тс, Нз обычно принимается 600мм, в остальных случаях 1000мм.

Нн=16200-6400+600=10400мм

Общая высота колонны рамы от низа базы до низа ригеля

Н= Нвн=6400+10400=16800мм

2.2. Горизонтальные размеры рамы

При определении горизонтальных размеров учитываются унифицированные привязки колонн ак к разбивочным осям, требования прочности и жесткости, предъявляемые к колоннам, а так же эксплуатационные требования.

Исходя из опыта проектирования, наружные грани колонн крайних рядов совмещают с продольными разбивочными осями, если в здании нет мостовых кранов, и в зданиях, оборудованных мостовыми кранами грузоподъемностью до 30т включительно, при шаге колонн 6м и высоте от пола до низа несущих конструкций покрытия менее 16,2м.

Наружные грани крайних колонн смещают с продольных разбивочных осей на 250мм в зданиях, оборудованных мостовыми кранами грузоподъемностью до 50т включительно, при шаге колонн 6м и высоте от пола до низа несущих конструкций покрытия 16,2, 18 и 19,8м, а также при шаге колонн 12м и высоте от 8,4 до 18м. В других случаях следует использовать привязку 500мм.

В нашем случае ак=500мм. Назначаем высоту сечения верхней части колонны (bв) с учетом унифицированных привязок наружной грани колонны к разбивочной оси, а также типовых размеров ферм:

ак=500мм

hв=700мм

hв≥ Нв/12=6400/12=533мм (рекомендуемые требования жесткости)

Принимаем hв=700мм > 533мм

L1≥В1+( bв - ак)+75мм

Где В1 – размер части кранового моста, выступающей за ось кранового рельса, В1=400мм

75мм – минимальный зазор между краном и колонной согласно требованиям техники безопасности

L1≥400+( 700 - 500)+75=675мм

Поскольку пролеты кранов кратны 500мм, размер L1 должен быть кратным 250мм с округлением в большую сторону:

L1=750мм

Высота сечения нижней части колонны

hн= L1+ ак=750+500=1250мм

По рекомендуемым требованиям жесткости высота сечения нижней части колонны

hн≥Нн/20=10400/20=520мм

bн=1250мм > 520мм

2.3. Прочие размеры

Высоту ригеля рамы (стропильной фермы) принимаем Нф=3150мм по обушкам поясов, а полную высоту покрытия с учетом фермы и кровли Нп=3500мм.

Пролет мостового крана получается равным:

Lк=L-2L1=30000-2*750=28500мм

Расстояние между центрами тяжести сечений верхней и нижней частей колонны

е≈(0,45…0,55)hн-0,5 hв=0,5*1250-0,5*700=275мм

Принимаем е=0,400м

Расстояние от оси подкрановой балки до центра тяжести нижней части колонны.

ек≈0,5 hн=0,5*1250=625мм

3. Сбор нагрузок на поперечную раму

Нагрузки на раму определяются на основании СП 20.13330.2011 «Нагрузки и воздействия». В нашем случае к постоянным нагрузкам, действующим на раму, следует отнести собственный вес конструкций покрытия, а к временным – технологическую (крановую), снеговую и ветровую нагрузки.

3.1. Постоянная нагрузка

Нагрузка на 1 м2 покрытия обычно подсчитывается в табличной форме на основании задания и принятого конструктивного решения.

Сбор нагрузок на поперечную раму

Наименование

Нормативная нагрузка

Коэффициент надежности по нагрузке

Расчетная нагрузка

  1.  Рубероид – 3слоя;

0,15

1,3

0,2

  1.  Пенополистирол 12см;

0,06

1,2

0,07

  1.  Рубероид;

0,05

1,3

0,065

  1.  Профилированный настил;

0,15

1,05

0,158

  1.  Прогон

0,05

1,05

0,053

  1.  Фермы и связи

0,3

1,05

0,32

Итого

0,76

0,866

Погонная расчетная нагрузка на ригель рамы

3.2.Снеговая  нагрузка

Нормативное значение снеговой нагрузки на горизонтальную проекцию покрытия следует определять по формуле:

Где  - коэффициент, учитывающий снос снега с покрытий зданий под действием ветра или иных факторов.

 - термический коэффициент

- коэффициент перехода от веса снегового покрова земли к снеговой нагрузке на покрытие

 - вес снегового покрова на 1 м2 горизонтальной поверхности земли.

Для пологих (с уклонами до 12% или с f/l≤0,05) покрытий однопролетных и многопролетных зданий без фонарей, проектируемых в районах со средней скоростью ветра за три наиболее холодных месяца V≥5 м/с, коэффициент сноса снега определяется по формуле

Где k=1,24

b=30м – ширина покрытия

Средняя скорость ветра за три наиболее холодных месяца для Архангельска составляет 6 м/с.

Погонная расчетная снеговая нагрузка:

 - коэффициент надежности по снеговой нагрузке.

3.3. Ветровая нагрузка

Для зданий и сооружений необходимо учитывать следующие воздействия ветра:

а) основной тип ветровой нагрузки (в дальнейшем – «ветровая нагрузка»);

б) пиковые значения ветровой нагрузки, действующие на конструктивные элементы ограждения и элементы их крепления;

в) резонансное вихревое возбуждение;

г) аэродинамические неустойчивые колебания типа галопирования, дивергенции и флаттера.

Резонансное вихревое возбуждение и аэродинамические неустойчивые колебания типа галопирования необходимо учитывать для зданий и сплошностенчатых сооружений, у которых h/d>10, где h – высота, d – характерный поперечный размер.

Нормативное значение ветровой нагрузки w следует определять как сумму средней wm и пульсационной wр составляющих.

Нормативное значение средней составляющей ветровой нагрузки wm в зависимости от эквивалентной высоты ze над поверхностью земли следует определять по формуле:

- нормативное значение ветрового давления

 - коэффициент, учитывающий изменение ветрового давления для высоты ze 

с – аэродинамический коэффициент

Нормативное значение ветрового давления  принимается в зависимости от ветрового района,

Эквивалентная высота ze определяется для зданий при

d – размер здания  в направлении, перпендикулярном расчетному направлению ветра (поперечный размер)

h – высота здания

k(16,2) = 1,16, k(10,0) = 1,0.

Согласно приложению Д.1.2 [7], для наветренной стороны здания
с = 0,8, а для подветренной стороны – c= -0,5.

Нормативное значение средней составляющей ветровой нагрузки wm на высотах 19,7; 16,2 и 10,0м оказывается равным:

- для наветренной стороны здания     (кПа),

(кПа),

(кПа),

-для подветренной стороны –      (кПа),

(кПа),

(кПа).

Пульсационную составляющую ветровой нагрузки допускается определять по формуле:

где  определено выше.

- коэффициент пульсации давления ветра,  принимаемый по таблице 11.4 или формуле (11.6) [7] для эквивалентной высоты ze, ;         ; .

- коэффициент пространственной корреляции пульсаций давления ветра, (см. п.11.1.11 [7]). По таблице 11.7 [7] находим значения коэффициентов ρ и χ для расчетной поверхности, параллельной основной координатной плоскости zoy (рис. 11.2 [7]): м – шаг колонн, поскольку расчетная поверхность включает в себя те части наветренных и подветренных поверхностей, боковых стен, кровли и подобных конструкций, с которых давление ветра передается на рассчитываемый элемент сооружения; м. По таблице 11.6, интерполируя, находим v19,7 = 0,801, v16,2= 0,811, v10,0 = 0,828.

Пульсационная составляющая ветровой нагрузки wр оказывается равной:

- для наветренной стороны здания

(кПа),

(кПа),

(кПа),

- для подветренной стороны –

(кПа),

(кПа),

(кПа),

Нормативное значение ветровой нагрузки w:

- для наветренной стороны здания             (кПа),

(кПа),

(кПа),

-для подветренной стороны –  (кПа),

                                                     (кПа),

(кПа).

Расчетная погонная ветровая нагрузка находится по формуле

,

причем, согласно п.11.1.12 [7], коэффициент надежности по нагрузке для ветровой нагрузки gf = 1,4, поэтому

- для наветренной стороны здания

(кН/м),

(кН/м),

(кН/м),

- для подветренной стороны –

(кН/м),

(кН/м),

(кН/м).

База колонны поперечной рамы расположена ниже уровня земли, а ветровая нагрузка действует только в надземной части. Для упрощения расчета фактическая эпюра ветрового давления заменяется равномерно распределенной по всей высоте колонны, эквивалентной по величине изгибающего момента в заделке. Запишем выражения для изгибающего момента в заделке колонны с учетом обозначений рис. 2.2:

- момент от нагрузки на надземную часть колонны:

- момент от нагрузки на всю колонну:

Рис. 2.2

Приравнивая два последних результата, находим величину эквивалентной распределенной ветровой нагрузки на колонну

- для наветренной стороны здания

(кН/м),

- для подветренной стороны

(кН/м).

Помимо распределенной ветровой нагрузки на колонны здания следует учесть давление ветра на боковые плоскости покрытия (шатер). Это давление обычно прикладывается в уровне нижних поясов стропильных ферм в виде сосредоточенных сил. Значение величины давления ветра на шатер с наветренной стороны равно площади части фактической эпюры ветрового давления ограниченной отметками низа стропильной фермы (+14.400) и верха (+17.900) покрытия:

- для наветренной стороны здания

(кН),

- для подветренной стороны

(кН).

3.4. Нагрузка от мостовых кранов

Поскольку, согласно заданию на курсовой проект, проектируется здание механосборочного цеха, в котором краны проводят технологические и перегрузочные работы средней интенсивности, по таблице В.1 приложения В [7] режим их работы 5К. Согласно п. 9.13 [7]  вертикальные нагрузки при расчете прочности и устойчивости рам, колонн, фундаментов, а также оснований в зданиях с мостовыми кранами следует принимать не более чем от двух наиболее неблагоприятных по воздействию кранов.

Расчетное вертикальное давление двух сближенных кранов на колонну, к которой приближены тележки с грузом.

где  f – коэффициент надежности по нагрузке для крановой нагрузки,   f = 1,2 ([7], п. 9.8);

l = 0,85 – коэффициент сочетаний для крановой нагрузки([7], п. 9.19);

fg – коэффициент надежности по нагрузке для постоянной нагрузки от собственного веса подкрановых конструкций, fg = 1,05 ([7], табл. 7.1);

FKimax – нормативное максимальное вертикальное давление колеса крана на путь (Приложение, таблица П.1). В проекте допускается принимать среднее значение.

FK, max = (FK1, max + FK2, max)/2,

FK, max = 390 кН (Приложение, таблица П.1);

Gn - ориентировочная нормативная нагрузка от собственного веса подкрановой балки, которая условно включена во временную крановую нагрузку.

Gn  0,3(кПа)ВL/2 = 0,31230/2 = 54 (кН);

уi =4,968 – ординаты линии влияния опорного давления подкрановых балок на колонну.

Два сближенных крана устанавливают на подкрановых балках относительно расчетной рамы таким образом, чтобы значение  было наибольшим. Обычно это имеет место в случае, когда крайнее колесо одного крана расположено по оси рассматриваемой рамы (рис. 2.3).

(кН).

Нормативное минимальное давление колеса крана на путь ([3], c.342):

(кН), тогда

(кН), причем

n0 = 4 – число колес с одной стороны крана;

Q – грузоподъемность крана (по основному крюку) в тс;

Gк – вес крана в кН.

Dmin определяется по той же формуле, что и Dmax, но с заменой FKmax на Fmin.  В соответствии с п.9.4 [7] нормативное значение горизонтальной нагрузки , направленной поперек кранового пути и вызываемой торможением тележки, для кранов с гибким подвесом груза следует принимать равным 0,05 суммы подъемной силы крана и веса тележки. Эту нагрузку следует учитывать при расчете поперечных рам зданий и балок крановых путей. При этом принимается, что нагрузка передается на одну сторону (балку) кранового пути, распределяется поровну между всеми опирающимися на путь колесами крана и может быть направлена как внутрь, так и наружу рассматриваемого пролета.

.

Рис. 2.3

GТ =380кН – собственный вес тележки (Приложение, таблица П.1).

(кН).

Расчетное горизонтальное давление мостовых кранов на колонну:

(кН).

Согласно п.9.6 [7] горизонтальные нагрузки от торможения моста и тележки крана считаются приложенными в месте контакта ходовых колес крана с рельсом. В курсовом проекте для упрощения расчета допускается прикладывать давление Т на уровне уступа в месте изменения сечения колонны.

После окончания сбора нагрузок целесообразно изобразить расчетную схему рамы с действующими на нее нагрузками (рисунок 2.4).

Рис. 2.4

  1.  Статический расчет поперечной рамы

В рамках настоящего учебного пособия остановимся подробнее на программе RAMA, разработанной на кафедре металлических, деревянных и пластмассовых конструкций Ростовского ГСУ. Указанная программа дает возможность не только выполнить расчет рамы на отдельные загружения, но и получить сочетания усилий, возникающих в колонне поперечной рамы от различных нагрузок. Результаты работы программы выдаются в виде таблиц, из которых впоследствии самостоятельно производится выбор расчетных сочетаний усилий. Для работы с программой предварительно необходимо подготовить 18 исходных данных (единицы измерения – кН и м). Ниже эти данные приводятся для рассматриваемого примера:

1. Фамилия студента и номер группы

Аушев М. П-491

2. Пролет рамы

30

3. Высота надкрановой части колонны

6,40

4. Высота подкрановой части колонны

10,40

5. Расстояние между центрами тяжести сечений верхней и нижней частей колонны (е)

0,275

6. Расстояние от оси подкрановой балки до центра тяжести нижней части колонны (ек)

0,625

7. Предполагаемое соотношение моментов инерции сечений нижней и верхней частей колонны

10

8. Интенсивность постоянной нагрузки на ригель

10,392

9. Интенсивность снеговой нагрузки на ригель

21,0

10. Активное ветровое давление на колонну

6,827

11. Пассивное ветровое давление на колонну

2,738

12. Активное ветровое давление на шатер

26,548

13. Пассивное ветровое давление на шатер

16,581

14. Максимальное давление крана на колонну

2032,97

15. Минимальное давление крана на колонну

720,524

16. Сосредоточенная сила от торможения крана

147,46

17. Коэффициент пространственной жесткости каркаса

0,392

18. Высота сечения нижней части колонны

1,25

В Приложении приводится таблица П.2, при помощи которой возможно отыскать величину коэффициента пространственной жесткости.

Распечатка результатов статического расчета поперечной рамы имеется в Приложении. Она состоит из трех страниц, на которых соответственно приводятся расчетная схема колонны, таблицы с результатами расчета рамы на отдельные загружения и сочетаний нагрузок. Из последней таблицы и выбираются расчетные сочетания усилий.

При определении расчетной комбинации усилий М и N для подбора симметричного сечения сплошной верхней части колонны необходимо из вариантов комбинаций усилий от отдельных сочетаний нагрузок в сечении «СВ» колонны выбрать наиболее неблагоприятное.

В процессе отыскания расчетной комбинации усилий М и N для подбора сечения подкрановой ветви необходимо из вариантов комбинаций усилий от различных сочетаний нагрузок в сечениях «СА» и «А» колонны выбрать  наихудшую комбинацию с отрицательным моментом (-М), а для шатровой ветви – с положительным (+М).

Если при выборе наихудшей неблагоприятной комбинации усилий из возможных вариантов возникает затруднение, то в курсовом проекте допускается принимать  вариант с наибольшим значением Nусл.:

- для верхней части колонны ;

- для нижней части -  (для –М и +М)

Результаты расчетных комбинаций усилий для расчета колонны целесообразно оформить в виде таблицы 2.3.

Дальнейший расчет поперечной рамы может вестись параллельно по двум направлениям – проектирование стропильной фермы и расчет колонны. Студент самостоятельно должен выбрать порядок следования указанных разделов в пояснительной записке. Наиболее удобным представляется вариант, когда первым все-таки идет расчет фермы, поскольку он начинается с определения усилий в ее элементах, и, таким образом, статические расчеты как бы объединяются в единую часть. При работе над настоящим учебным пособием авторы придерживались именно такого варианта.

Таблица 2.3

Верхняя надкрановая часть

Нижняя подкрановая часть

Подкрановая ветвь (-М)

Шатровая ветвь (+М)

Nв max = 251,1кН

(сечение СВ)

Qн = 221,3кН

Nн max (сечение СА) = 2116кН

5. Определение усилий в элементах фермы

Принимаем унифицированную схему стропильной фермы. Длина панели верхнего пояса принимается d=3м для того, чтобы конструктивно обеспечить возможность передачи нагрузки от кровли на узлы фермы.

Опирание стропильных ферм на колонны принимаем по типу «сверху». Такое решение позволяет достаточно просто осуществить заданное шарнирное сопряжение ригеля с колонной.

На ригель действуют равномерные постоянная нагрузка от собственного веса конструкций покрытия, равная pd=10,392кН/м, и временная снеговая нагрузка pl1=21кН/м. Коэффициент сочетания нагрузок l1=1 ([7], п. 6.2).

Рис. 2.5

Считается, что распределенная нагрузка от покрытия через прогоны передается в узлы верхнего пояса в виде сосредоточенных сил. Обычно, в более сложных случаях, определяются грузовые площади для каждого узла фермы. Однако, в курсовом проекте очевидно, что грузовые площади для всех промежуточных узлов верхнего пояса равны B·d=12·3=36 (м2), а для крайних узлов, в запас прочности, несмотря на то, что крайняя панель на 200мм короче, грузовую площадь принимают равной B·d /2=12·3/2=18 (м2).

Расчетные узловые сосредоточенные силы от постоянной нагрузки, действующие на промежуточные узлы равны:

.

То же от снеговой нагрузки: .

Окончательно, полная расчетная узловая нагрузка на промежуточные узлы составляет:

(кН).

Крайние узловые силы, равные Р/2, в рассматриваемом случае приложены к специальным отправочным маркам – опорным стойкам СО-1 и в расчете не учитываются.

Отметим, что мы ограничились определением узловой нагрузки для рядовых ферм. Фермы, поставленные в торцах здания, будут нагружены примерно вдвое меньше, чем рядовые. Однако, в целях унификации, все фермы обычно делают одинаковыми и рассчитывают по наибольшим нагрузкам.

Расчетная схема фермы определяется ее конструктивной схемой с учетом всех основных факторов, влияющих на напряженно-деформированное состояние, и существенно зависит от опыта и интуиции инженера. Однако легкие стропильные фермы являются достаточно хорошо изученными объектами, и определение их расчетных схем выполняется с учетом традиционных допущений. Считается, что:

а) оси прямолинейных стержневых элементов в узлах пересекаются в одной точке;

б) конструктивное решение сопряжения стержневых элементов в узлах соответствует шарнирному;

в) одна из опор фермы является шарнирно-неподвижной, а вторая – шарнирно-подвижной;

г) сосредоточенная нагрузка действует на узлы верхнего пояса центрально;

д) уклон поясов мал (1,5%) и им можно пренебречь;

е) крайние элементы верхнего пояса и шпренгели не рассматриваются;

ж) материал стержней (сталь) работает в упругой стадии.

Таким образом, в силу принятых допущений, имеем классическую шарнирно-стержневую, а в нашем случае еще и статически определимую систему, элементы которой работают исключительно на центральное растяжение, либо сжатие.

Определение усилий в элементах подобной системы не представляет больших затруднений. Их можно отыскать различными методами (вырезания узлов, моментной точки, методом сечений, по диаграмме Максвелла-Кремоны, при помощи компьютерных программ и т.п.). В Приложении к настоящему пособию приводятся таблицы с усилиями в элементах типовых стропильных ферм от единичных сосредоточенных сил в узлах верхнего пояса на всем пролете и его половине. Умножая данные таблиц на величину расчетной узловой нагрузки, легко получить фактические величины усилий в элементах ферм.

На рисунке 2.6 показана расчетная схема фермы пролетом 30м, а в таблице 2.4 выполнено определение усилий в ее элементах.

Рис. 2.6

Таблица 2.4

Стержень

Усилия, кН

Стержень

Усилия, кН

при Р=1

при Р=63,9

при Р=1

при Р=63,9

1-2

-8,000

-753,4

1-10

-6,364

-599,34

2-3

-8,000

-753,4

1-11

4,950

466,2

3-4

-12,000

-1130,1

2-11

-1,000

-94,2

4-5

-12,000

-1130,1

3-11

-3,536

-333,0

5-6

-12,000

-1130,1

3-12

2,121

199,75

6-7

-12,000

-1130,1

4-12

-1,000

-94,2

7-8

-8,000

-753,4

5-12

-0,707

-66,6

8-9

-8,000

-753,4

5-13

-0,707

-66,6

10-11

4,500

423,8

6-13

-1,000

-94,2

11-12

10,500

988,85

7-13

2,121

199,75

12-13

12,500

1177,2

7-14

-3,53

-333,0

13-14

10,500

988,85

8-14

-1,000

-94,2

14-15

4,500

423,8

9-14

4,950

466,2

9-15

-6,364

-599,34

6. Подбор сечений элементов фермы

          Элементы поясов и  решетки будем проектировать  из спаренных уголков по ГОСТ 8509 и ГОСТ 8510 ([3], с. 380-387). При выборе типа сечения конкретно для каждого элемента следовало бы руководствоваться рекомендациями ([3], с. 271-273),однако, в связи с малой номенклатурой неравнополочных уголков в сокращенном сортаменте, целесообразно отказаться от их использования при подборе сечений.

Расчетные длины в плоскости фермы - lef,x и из плоскости фермы - lef плоских стержневых систем.

Расчет элементов ферм на прочность при растяжении выполняют по формуле (5) [6]:

где N – максимальное растягивающее усилие в элементе, кН;

Аn – площадь поперечного сечения (нетто), см2;

с – коэффициент условий работы, который принимают по [6], табл. 1.

Таблица 2.5

Элемент фермы

Геометрическая длина, lгеом, м

Расчетные длины, м

lef,x

lef

Верхний пояс

3

lef,x =lгеом=3

lef=lгеом=3

Нижний пояс

6

lef,x =lгеом=6

lef=2lгеом=12

Опорный раскос

4,24

lef,x =0,5lгеом=2,12

lef=lгеом=4,24

Стойки

3

lef,x =0,8lгеом=2,4

lef=lгеом=3

Сжатые раскосы

4,24

lef,x =0,8lгеом=3,39

lef=lгеом=4,24

Растянутые  раскосы

4,24

lef,x =0,8lгеом=3,39

lef=lгеом=4,24

 

Расчет на устойчивость центрально-сжатых элементов следует выполнять по формуле (7) [6]:

 

где N – максимальное сжимающее усилие, кН;

     А – площадь поперечного сечения (брутто);

      - коэффициент продольного изгиба, определяемый по табл. Д.1 или формуле (8) [6] в зависимости от типа сечения, гибкости элемента и расчетного сопротивления Rу стали, из которой он изготовлен.

Сопряжения стержней проектируемых ферм выполняются посредством листовых фасонок, от толщины которых зависят радиусы инерции элементов из спаренных уголков. Толщину фасонок допускается назначать приближенно по максимальному усилию в стержнях решетки, в соответствии с табл. 9.2 [3]. В рассматриваемом случае tф=10мм.

1) Верхний  пояс (3-4)  (N =1130,1кН)

 

где  – внутренние усилие в элементе фермы;

– расчетное сопротивление стали по пределу текучести, равное для стали С285 – ;

–  коэффициент условия работы

По сортаменту принимаем 2└160х12 со следующими характеристиками:

  •  - площадь поперечного сечения;
  •  - радиус инерции в плоскости фермы;
  •  - радиус инерции из плоскости фермы;

Определим условные гибкости элемента в двух плоскостях:

По максимальной гибкости находим коэффициент продольного изгиба (прил. Д1 СП 16.13330),  (тип сечения С).

Проверяем подобранное сечение на устойчивость:

Подобранное сечение отвечает требованиям прочности и устойчивости, и может быть принято в качестве элемента верхнего пояса стропильной фермы.

2) Нижний пояс (12-13)  (N =1177,2кН)

 

Из сортамента выбираем 2∟125х9 со следующими характеристиками:

  •  - площадь поперечного сечения;
  •  - радиус инерции в плоскости фермы;
  •  - радиус инерции из плоскости фермы;

Определим условные гибкости элемента в двух плоскостях:

Проверяем подобранное сечение на устойчивость:

Подобранное сечение отвечает требованиям прочности и устойчивости, и может быть принято в качестве элемента нижнего пояса стропильной фермы.

3) Опорный раскос  (1-10)  (N =599,34 кН)

 

Из сортамента выбираем  2∟125х9 со следующими характеристиками:

  •  - площадь поперечного сечения;
  •  - радиус инерции в плоскости фермы;
  •  - радиус инерции из плоскости фермы;

Определим условные гибкости элемента в двух плоскостях:

По максимальной гибкости находим коэффициент продольного изгиба (прил. Д1 СП 16.13330),  (тип сечения С).

Проверяем подобранное сечение на устойчивость:

Подобранное сечение отвечает требованиям прочности и устойчивости, и может быть принято в качестве опорного раскоса стропильной фермы.

4) Раскос (1-11)  (N =466,2)

 

Из сортамента 2∟75х6 со следующими характеристиками:

  •  - площадь поперечного сечения;
  •  - радиус инерции в плоскости фермы;
  •  - радиус инерции из плоскости фермы;

Определим условные гибкости элемента в двух плоскостях:

Проверяем подобранное сечение на устойчивость:

Подобранное сечение отвечает требованиям прочности и устойчивости, и может быть принято в качестве растянутого раскоса стропильной фермы.

5) Раскос  (3-11)  (N =333,0 кН)

 

Из сортамента выбираем 2∟125х9 со следующими характеристиками:

  •  - площадь поперечного сечения;
  •  - радиус инерции в плоскости фермы;
  •  - радиус инерции из плоскости фермы;

Определим условные гибкости элемента в двух плоскостях:

По максимальной гибкости находим коэффициент продольного изгиба (прил. Д1 СП 16.13330),  (тип сечения С).

Проверяем подобранное сечение на устойчивость:

Подобранное сечение отвечает требованиям прочности и устойчивости, и может быть принято в качестве сжатого раскоса стропильной фермы.

6) Раскос (3-12)  (N =199,75)

 

Из сортамента выбираем 2∟70х5 со следующими характеристиками:

  •  - площадь поперечного сечения;
  •  - радиус инерции в плоскости фермы;
  •  - радиус инерции из плоскости фермы;

Определим условные гибкости элемента в двух плоскостях:

Проверяем подобранное сечение на устойчивость:

Подобранное сечение отвечает требованиям прочности и устойчивости, и может быть принято в качестве растянутого раскоса стропильной фермы.

7) Раскос  (5-12)  (N =66,6кН)

 

Из сортамента выбираем 2∟70х5 со следующими характеристиками:

  •  - площадь поперечного сечения;
  •  - радиус инерции в плоскости фермы;
  •  - радиус инерции из плоскости фермы;

Определим условные гибкости элемента в двух плоскостях:

По максимальной гибкости находим коэффициент продольного изгиба (прил. Д1 СП 16.13330),  (тип сечения С).

Проверяем подобранное сечение на устойчивость:

Подобранное сечение отвечает требованиям прочности и устойчивости, и может быть принято в качестве сжатого раскоса стропильной фермы.

9) Стойка  (2-11)  (N =94,2 кН)     

Из сортамента выбираем 2∟70х5 со следующими характеристиками:

  •  - площадь поперечного сечения;
  •  - радиус инерции в плоскости фермы;
  •  - радиус инерции из плоскости фермы;

Определим условные гибкости элемента в двух плоскостях:

По максимальной гибкости находим коэффициент продольного изгиба (прил. Д1 СП 16.13330),  (тип сечения С).

Проверяем подобранное сечение на устойчивость:

Подобранное сечение отвечает требованиям прочности и устойчивости, и может быть принято в качестве стойки стропильной фермы.


7. Расчет узлов стропильной фермы

Материалы для сварки следует принимать по ([6], т. Г.1). Принимаем полуавтоматическую сварку в углекислом газе проволокой Св-08Г2С по ГОСТ 2246-70* диаметром 1,4 … 2мм. Для прикрепления стержней фермы к фасонкам рекомендуется применять фланговые угловые швы с выводом их на торец уголка примерно на 20мм или применять контурную обварку ([6], п. 15.2.3).

Катеты угловых швов kf обычно задают в зависимости от толщины свариваемых элементов. Число различных по толщине швов не должно превышать трех-четырех на всю ферму, а их катеты должны отличаться минимум на 2мм.

Необходимо также учитывать, что площадь сечения угловых швов, прикрепляющих стержень к фасонке должна быть распределена обратно пропорционально расстояниям от центра тяжести стержня до обушка и пера. В соответствии с этим при определении длины фланговых швов расчетное усилие следует умножать на коэффициент - для обушка и 1- - для пера, где - долевой коэффициент, зависящий от типа уголка и положения его в сечении. Для равнополочных уголков =0,7.

Полная конструктивная длина сварного углового шва:

В соответствии с [6]  имеем:

Rwf  =215МПа, (табл.Г.2)

Rwz  =0,45Run  = 0,45380 = 171 (МПа), (табл. 4)

f = 0,9, z =1,05 (табл. 39)

Rwf f = 2150,9 = 193,5 (МПа),

Rwz z = 1711,05 = 179,6 (МПа).

Сравнение последних произведений дает возможность определить, какую из двух пар формул для определения полной длины сварного шва следует применять. В рассматриваемом случае необходимо выполнять расчет по металлу границы сплавления, так как второе произведение меньше первого.

Результаты расчета сведены в таблицу 8. Если определенная по формулам конструктивная длина сварного шва оказывается менее 5см, то длина шва увеличивается до 5см в соответствии с п. 14.1.7,в [6].  Длины швов округляются до целых сантиметров в большую сторону.

Обычно в курсовом проекте при расчете узлов фермы помимо определения длин сварных швов выполняется определение размеров опорного ребра стропильной фермы (рисунок 7). Ширина и толщина ребра определяются из условия его нормальной работы на смятие от действия опорной реакции фермы и конструктивных требований прикрепления к опорной стойке, а высота – по длине сварного шва, прикрепляющего ребро к фасонке.

Рис. 7


Тип элемента

Обозначение

Сечение

A, см2

Усилие N, кН

Расчетные длины, см

Радиусы инерции, см

Гибкости

φ

γс

Проверка прочности

lef,x

lef,y

ix

iy

λx

λy

[λ]

В. пояс

3-4

┐┌ 160х12

74,78

-1130,1

300

300

4,94

7,02

60,73

42,74

132,7

0,7,9

1,00

0,789

Н. пояс

12-13

┘└ 125х9

44

1177,2

600

1200

3,86

5,56

155,44

215,83

400

-

1,00

0,99

Оп. раскос

1-10

┐┌ 125х9

44

-599,34

212

424

3,86

5,56

54,92

76,26

130

0,605

1,00

0,833

Раскос

1-11

┐┌  75х6

17,56

466,2

339

424

2,3

3,67

147,4

115,53

400

-

1,00

0,972

Раскос

3-11

┐┌  125х9

44

-333

339

424

3,86

5,56

87,82

76,26

148,3

0,530

1,0

0,528

Раскос

3-12

┐┌  70х5

13,72

199,75

339

424

2,16

3,46

156,94

122,9

400

-

1,00

0,539

Раскос

5-12

┐┌  70х5

13,72

-66,6

339

424

2,16

3,46

156,94

122,9

134,1

0,235

1,0

0,765

Стойка

2-11

┐┌  70х5

13,72

-94,2

240

300

2,16

3,46

111,11

86,81

141,7

0,398

1,0

0,638

Таблица 7


Таблица 8

Обозначение элемента
решетки

Усилие, кН

Сечение уголков

Шов по перу

Шов по обушку

kf,

см

l,

см

kf,

см

l,

см

1-10

-599,34

125х9

0,6

10

0,8

15

1-11

466,2

75х6

0,4

11

0,6

16

2-11

-94,2

70х5

0,4

5

0,6

5

3-11

-333,0

125х9

0,6

6

0,8

9

3-12

199,75

70х5

0,4

6

0,6

8

4-12

-94,2

70х5

0,4

5

0,6

5

5-12

66,6

70х5

0,4

5

0,6

5

Толщина опорного ребра из конструктивных соображений t принимается не менее tф и равной 12-24мм. Принимаем t=20мм. Величина опорной реакции фермы равна R=423,73кН. Необходимая ширина ребра из условия его нормальной работы на смятие

,

где Rp – расчетное сопротивление стали смятию, определяемое по таблице 2 [6].  Rp=Run/γm=380/1,025=370,73 (МПа), причем γm – коэффициент надежности по материалу, принимаемый по таблице 3 [6]. Имеем

(см).

Ребро крепится болтами М20 к надколонной опорной стойке. Из условия размещения болтов принимаем ширину ребра b=18см.

Сварной шов, прикрепляющий опорное ребро к фасонке, располагается относительно линии действия опорной реакции фермы с некоторым эксцентриситетом. Этот факт учитывается в расчете увеличением опорной реакции на 20%. Катет шва обычно принимается равным или в 1,2 раза большим толщины фасонки. Требуемая полная длина сварного шва, а значит и высота ребра

(см).

Окончательно размер h устанавливается при конструировании фермы с учетом требуемых длин сварных швов, прикрепляющих опорный раскос к узлу стропильной фермы.

8. Расчет колонны

Проектирование ступенчатой колонны промышленного здания – достаточно сложная и объемная задача. Выполняется подбор сечений верхней сплошной и нижней сквозной частей колонны, осуществляется расчет узла сопряжения верхней и нижней ее частей, базы и соединительной решетки. Остальные узлы и детали принимаются по конструктивным соображениям без расчета.

8.1. Расчетные длины колонны

Расчетные длины отдельных частей колонны следует определять в соответствии с п.10.3.7 и Приложением И [6]. При этом предполагается, что верхний конец колонны свободен от всяких закреплений.

Коэффициент расчетной длины μн для нижнего участка одноступенчатой колонны следует принимать в зависимости от следующих величин (рисунок 8 и таблица 3):

 

В нашем случае по табл. И.3 [6] имеем , тогда по формуле (И.5)

Расчетная длина верхней части колонны в плоскости рамы:

(м).

Для нижней части соответственно имеем:

(м).

Рис. 8

Расчетные длины верхней  и нижней частей колонны из плоскости рамы определяем в соответствии с рис. 9 предварительно задавшись конструктивной схемой вертикальных связей по колоннам.

В высоких зданиях для уменьшения расчетной длины lнy целесообразно устанавливать распорки по всему ряду колонн. Тогда
lнy = Нн/2=10,4/2=5,2(м). lвy = Нв-hб =6,4-1,85=4,55 (м).

Рис. 9

8.2. Подбор сечения верхней части колонны

Верхняя часть колонны согласно [6] должна рассчитываться на прочность или устойчивость при внецентренном сжатии и проектируется из прокатного двутавра.

Предварительно определяется требуемая площадь поперечного сечения двутавра, которая находится из условия его устойчивости в плоскости рамы (в плоскости действия момента) по формуле (109) [6]:

где N – продольное усилие, приложенное с эксцентриситетом e; γс=1,05 – коэффициент условий работы для колонн одноэтажных производственных зданий с мостовыми кранами, определяемый по табл. 1 [6]; φе - коэффициент устойчивости, принимаемый по табл. Д.3 [6] в зависимости от условной гибкости стержня

и приведенного относительного эксцентриситета

,

причем W – момент сопротивления сечения для наиболее сжатого волокна, а η – коэффициент влияния формы сечения, определяемый по табл. Д.2 [6].

Для симметричного двутавра можно воспользоваться следующими приближенными зависимостями:

тогда

Определив условную гибкость и приведенный относительный эксцентриситет, находим коэффициент устойчивости и вычисляем требуемую площадь поперечного сечения двутавра. В рассматриваемом случае имеем:

м,   

Коэффициент устойчивости φе=0,0806, а требуемая площадь поперечного сечения двутавра

(см2).

Несколько проще можно определить требуемую площадь сечения по следующей формуле 

(см2).

Кроме того, необходимо дополнительно отыскать требуемые радиусы инерции сечения, исходя из условия, что предельная гибкость стержня равна 120 ([6], табл. 32 при α=1):

(см); (см).

С учетом назначенной выше величины hв=700мм, по сортаменту принимаем двутавр 70Б1 по ГОСТ 26020-83 с h=691мм, А=164,7см2, Jx=125930см4, Wx=3645см3, ix=27,65см, Jy=4556см4, iy=5,26см, bf=260мм, tf=15,5мм, tw=12мм, r1=24мм.

Последовательно вычисляем:

 

(м),

, ,

по табл.Д.2 [6] ,

, φе=0,073.

Проверяем устойчивость верхней части колонны в плоскости действия момента:

< 1.

Устойчивость стержня обеспечена.

Предельная гибкость

.

Фактическая гибкость .

Переходим к проверке верхней части колонны из плоскости действия момента. Она выполняется по формуле (111) [6]:

где коэффициент с определяется в зависимости от величины относительного эксцентриситета mx, который, в свою очередь, принимается в соответствии с требованиями п. 9.2.5 и 9.2.6 [6].

В рассматриваемом случае  (п.9.2.6 [6]), следовательно, с находится по формуле (112) [6]

Для отыскания с необходимо предварительно вычислить ([6], п. 9.2.5, табл. 21):

; ,

, , φу=0,6164;

(см4)

Проверяем устойчивость верхней части колонны из плоскости рамы

.

Устойчивость верхней части колонны обеспечена.

В соответствии с требованиями п.9.4 [6] необходимо выполнить проверку устойчивости стенок и полок двутавра верхней части колонны. Вычисляем условную гибкость стенки (п. 9.4.2 [6]):

,

причем hef  69,1 – 2 · 1,55 – 2 · 2,4 = 61,2(см) (п.7.3.1 [6]). Поскольку в нашем случае предельную условную гибкость стенки следует определять по формуле (127) таблицы 22 [6] (см. п.9.4.3).

Наибольшее сжимающее напряжение у расчетной границы стенки

(kH/см2)

Соответствующее напряжение у противоположной границы стенки

(kH/см2)

По таблице 17 определяем коэффициент сcr в зависимости от α - сcr=26,325

Среднее касательное напряжение в рассматриваемом сечении

 (kH/см2)

Предельная условная гибкость стенки

Согласно этой же формуле предельная условная гибкость стенки не может быть больше

Окончательно   – стенка устойчива.

Как указано в п.9.4.4 [6] стенку колонны при  следует, как правило, укреплять поперечными ребрами жесткости в соответствии с требованиями п.7.3.3 [6]. Очевидно, что в нашем случае этого делать не нужно.

В соответствии с требованиями п.9.4.7 устойчивость поясов (полок) внецентренно-сжатых (сжато-изгибаемых) стержней с гибкостью следует считать обеспеченной, если условная гибкость свеса пояса (полки)  не превышает значений предельной условной гибкости , определяемых по формулам таблицы 23 [6]. Рассматриваемому случаю соответствует тип сечения 1 в таблице 23, когда , а в нашем случае mx = 9,504, поэтому при определении предельной условной гибкости полки необходимо учитывать примечание к таблице 23. Последовательно определяем:

- предельное значение условной гибкости свеса пояса центрально-сжатого элемента, определяемое согласно требованиям п. 7.3.8 [6],

;

- предельная условная гибкость полки по формуле (132) и mx = 5

;

- предельная условная гибкость полки по  п 8.5.18 и mx = 20

- напряжение в сжатом поясе

- предельная условная гибкость полки по интерполяции между двумя полученными значениями для mx = 9,504 будет равна

Расчетная ширина свеса полки bef определяется по п.7.3.7 [6], как расстояние от начала внутреннего закругления до края полки:

(см).

Фактическая условная гибкость свеса пояса (полки)

– полка устойчива.

Следует заметить, что размеры прокатных двутавров, выпускаемых по отечественным нормативным документам, априори обеспечивают устойчивость их стенок и полок, и последние проверки можно было бы и не выполнять, однако в [6] нет никаких указаний на этот счет.

8.3. Подбор сечения нижней части колонны

Нижняя часть колонны проектируется сквозной, симметричного сечения, состоящей из двух прокатных двутавров, соединенных друг с другом решеткой из прокатных равнополочных уголков. Расчетные комбинации усилий и расчетные длины определены выше. Общий вид сечения нижней части колонны и расположение осей показаны на рис. 10. В расчетах необходимо учитывать, что оси повернуты на 900 по отношению к осям, принятым в сортаменте двутавровых балок, поэтому геометрические характеристики сечения должны выбираться с учетом отмеченного факта. Кроме того, следует заметить, что фактическое расстояние между ветвями меньше, чем размер bН, и зависит от ширины полки двутавра шатровой ветви. В связи с тем, что сечение ветвей еще неизвестно, ориентировочно определяем усилия в ветвях по формуле :

- шатровая ветвь    (кН);

- подкрановая ветвь   (кН).

Отдельные ветви работают на центральное сжатие и рассчитываются на устойчивость. Поскольку обе ветви по проекту имеют одинаковое сечение, их требуемую площадь определяем по максимальному усилию, принимая предварительно коэффициент продольного изгиба φ=0,6:

(см2).

Кроме требуемой площади целесообразно найти требуемый радиус инерции сечения ветви относительно оси Y (из плоскости рамы):

Рис. 10

(см).

По сортаменту принимаем двутавр 40Ш2 по ГОСТ 26020-83 с h=392мм, А=141,6 см2, Jy=39700см4, Wy=2025см3, iy=16,75см, Jx=7209см4, ix=7,14см, bf=300мм, tf=16мм, tw=11,5мм, r1=22мм.

Уточняем усилия в ветвях по формуле :

- шатровая ветвь    (кН);

- подкрановая ветвь   (кН).

Проверяем устойчивость ветви из плоскости рамы:

; (тип сечения b, табл. Д.1 [1]),

– проверка выполняется.

Из условия равноустойчивости ветви в плоскости и из плоскости рамы определяем максимальное расстояние между узлами решетки (рис. 2.11):

(см).

Расстояние между ветвями колонны (в обозначениях [6] это b)

b =м.

Высота нижней части колонны НН = 10,4 м. В эту высоту входит и узел сопряжения верхней и нижней частей колонны – траверса. Высота траверсы обычно принимается равной 0,5÷0,8hН. В рассматриваемом примере принимаем высоту траверсы 1 метр. Разделив оставшуюся часть НН на целое число панелей и расположив раскосы решетки по отношению к ветви под углом 30 – 450, назначим 2lв1=2220мм. Проверяем устойчивость ветвей в плоскости рамы

Рис. 2.11

;

– проверка выполняется.

Выполняем расчет соединительной решетки подкрановой части колонны. Для этого необходимо выбрать максимальную из фактически действующей и условной поперечной сил. Фактическая поперечная сила Q была определена нами ранее, при выполнении статического расчета поперечной рамы – Q=221,3кН. Условная поперечная сила Qfic  находится по формуле (18) [6], однако ее же можно определить проще при помощи таблицы 8.2 [3]:

при Ry=270МПа – Qfic=34,79(кН).

В последней формуле необходимо принимать полную площадь нижней части колонны. Сравнивая Qfic и Q, принимаем для расчета большее значение Q = 221,3кН. Условная поперечная сила, приходящаяся на одну плоскость решетки Qs = Q / 2 = 221,3 / 2 = 110,65кН.

Раскосы решетки расположены под углом α к ветви, причем

. Длина раскоса

(м).

Усилие сжатия в раскосе

(кН),

причем α1 – коэффициент, принимаемый по п. 7.2.9 [6].

Требуемая площадь раскоса решетки

(см2),

причем γс=0,75 – как для одиночного уголка, прикрепляемого одной полкой (табл. 1 [6]). Принимаем уголок 110х7 с Аd =15,15см2 и минимальным радиусом инерции imin=2,19см.

Гибкость раскоса ; коэффициент устойчивости для сечения типа с по табл. 7 [6] φ=0,6391. Проверяем устойчивость раскоса

– проверка выполняется.

Проверяем устойчивость нижней части колонны как единого стержня в плоскости действия момента. Для этого определяем геометрические характеристики всего сечения:

(см2);

(см4);

(см).

Гибкость стержня ;

приведенная гибкость составного элемента с соединением ветвей на решетке (табл. 8 [6])

,

здесь Ad1=2Ap;

α1 – коэффициент, принимаемый по формуле 15 [6],

 

Условная приведенная гибкость

.

Для комбинации усилий, догружающих подкрановую ветвь:

,  по табл. Д.4 [6];

.

Для комбинации усилий, догружающих шатровую ветвь:

,  по табл. Д.4 [6];

.

Проверки выполняются. Устойчивость сквозной колонны как единого стержня из плоскости действия момента проверять не нужно, так как устойчивы отдельные ветви. Поскольку курсовой проект является учебным и ветви выполнены из прокатных двутавров, проверку устойчивости полок и стенок отдельных ветвей нижней части колонны не выполняем.

8.4. Расчет и конструирование узла сопряжения верхней и нижней

частей колонны

Узел сопряжения верхней и нижней частей колонны (траверса) является одним из важнейших узлов колонны. Его расчет и конструирование достаточно трудоемкий процесс, и, несмотря на то, что в настоящем пособии выполняется полное проектирование траверсы по серии 1.424.3-7, конкретный объем вычислений устанавливает руководитель проекта. Общий вид узла, необходимые разрезы и расчетная схема траверсы показаны на рисунке 2.12, причем все позиции и номера сварных швов приняты по указанной выше серии. Траверсу проектируем из стали С285.

Расчетными нагрузками на узел являются комбинация усилий, догружающая внутреннюю полку верхней части колонны в месте изменения сечения последней (сечение Сb), а также максимальное давление крана.

В условиях рассматриваемого примера имеем: N = 238,5кН,
М = -231,2кНм, Q=221,3кН, Dmax = 2033кН. Давление, передающееся от верхней части колонны на траверсу, F1 = N / 2 + | M | / hв = 238,5 / 2 + 231,2 / 0,691 = 453,84(кН).

Выполняем расчет стенки траверсы (поз. 1 на рис. 2.12). Параметры l1 и l2 находятся с учетом фактических размеров поперечных сечений колонны:

(см), (см), причем bf – ширина полки шатровой ветви.

Опорные реакции в однопролетной балке, загруженной сосредоточенной силой F1:

Рис. 2.12

(кН),  ,

где  – часть кранового давления, передающаяся на стенку траверсы. Обычно считается, что крановая нагрузка на элементы траверсы передается пропорционально площадям опирания подкрановых балок на эти элементы. При этом необходимо учесть неравномерную передачу усилия от возможного перекоса подкрановых балок введением поправочного коэффициента k =1,2, а также то, что при определении величины F1 рассматривалось несколько временных нагрузок, поэтому следует умножить крановую нагрузку на коэффициент сочетаний, согласно [7]. В итоге получим

(кН),

откуда

(кН).

Изгибающий момент в стенке траверсы

(кНсм).

Высота траверсы была принята ранее, поэтому, предварительно оставляя 25мм на возможную толщину нижней полки траверсы t5, принимаем h1 = 0,975м, а толщина стенки определяется из условия ее смятия от давления крана. Давление передается через пластину 10 (рис. 12) и длина участка, на котором оно действует, определяется согласно формуле (48) [1] lef = bp + 2 t10 = 30 + 2· 3 = 36(см). Строго говоря, ширина ребра подкрановой балки определяется расчетом, однако, поскольку в курсовом проекте подкрановая балка не проектируется, из опыта проектирования ее можно принять равной 30см.

Толщина стенки траверсы

(см),

где Rp – расчетное сопротивление стали смятию, определяемое по таблице 2 [6].  Rp=Run/γm=385/1,025=375,6 (МПа), причем γm – коэффициент надежности по материалу, принимаемый по таблице 3 [6]. Коэффициент 1,2 в числителе выражения для определения t1 учитывает возможный перекос опорного ребра подкрановой балки. По сортаменту принимаем t1 = 1,8см.

Момент сопротивления стенки траверсы

(см3).

Прочность стенки по нормальным напряжениям

;

Прочность стенки из условия среза в опорном сечении по формуле (54) [6]

– проверка выполняется.

В последнем выражении Rs – расчетное сопротивление стали сдвигу, определяемое по таблице 2 [6].  

Rs=0,58Ryn/γm=0,58·275/1,025=155,6 (МПа).

Толщина ребра 2 принимается такой же, как и толщина стенки траверсы, т.е. t2=1,8см.

Ширина плитки (поз. 10, рис. 12) принимается конструктивно, но не менее чем lef + 6см. Принимаем ширину плитки 42см.

Ширину ребра 3 назначаем конструктивно с учетом радиуса закругления двутавра подкрановой ветви – b3 = 125мм, при этом толщина ребра согласно п.п. 8.5.15 и 8.5.9 [6]

(см).

Принимаем t3=10мм.

Ширину и толщину ребра 4 принимаем такими же, как и у ребра 3. Следует заметить, что в рассматриваемом примере высота двутавров, составляющих нижнюю часть колонны менее 40см. В данном случае высота двутавров ветвей равна 40см, поэтому ребро 4 будет иметь другую форму и дополнительно привариваться к полкам шатровой ветви.

Ширину нижней полки траверсы 5 принимаем конструктивно, с учетом радиуса закругления двутавра подкрановой ветви – b5 = 270мм, при этом толщина полки согласно п.п. 8.5.15 и 8.5.9 [6] (см). Принимаем t5=10мм.

Толщину ребер жесткости 6 принимаем равной большей из двух толщин смежных элементов t4 и t5, т.е. 12мм.

Ширина вертикального ребра 7 принимается по ширине ребра 3 и назначается так, чтобы суммарная ширина двух ребер 7 плюс толщина стенки траверсы была не меньше ширины полки двутавра верхней части колонны. Назначаем b7=12,5см, тогда (см), что больше ширины полки двутавра 70Б1, равной 26см. Толщина ребра t7 принимается минимум на 4мм больше толщины полки двутавра верхней части колонны, однако из опыта проектирования и для удобства сборки колонны толщину ребра 7 назначают обычно 40 – 60мм. Принимаем t7 = 40мм.

Толщину накладки 9 (рис. 12) определяем в предположении, что максимальное усилие в ней может быть равно F1 = 453,84кН, а ширина накладки принимается обычно на 40-50мм больше высоты сечения двутавра шатровой ветви. Принимаем b9 = 450мм, тогда требуемая толщина накладки

(см).

Назначаем t9 = 6мм.

Вторым этапом расчета траверсы является проверка прочности сварных швов этого узла. Ранее, при расчете стропильной фермы было доказано, что в условиях настоящего примера следует выполнять расчет по металлу границы сплавления, т.к. в случае применения полуавтоматической сварки в углекислом газе проволокой Св-08Г2С по ГОСТ 2246-70* диаметром 1,4 … 2мм Rwz z = 1711,05 = 179,6 (МПа), что меньше, чем Rwf f.

Шов «ш1» (рис. 2.12) имеет расчетную длину lw1 = h1 – 10мм = 965мм, действующее усилие Qл = 230,63 кН. С учетом того, что таких швов два, находим требуемый катет шва:

(см).

Минимальный катет шва по табл. 38 [6] при толщине стенки траверсы 20мм равен 5мм. Принимаем kf1=6мм, тогда максимальная расчетная длина шва по п. 14.1.7 [6] 85f kf = 85 · 0,9 · 0,6 = 45,9(см), при этом прочность шва

– обеспечена.

Катет шва «ш2» принимается конструктивно, в зависимости от толщины элементов 3 и 7. Минимальный катет шва по табл. 38 [6] при толщине более толстого из свариваемых элементов 40мм равен 6мм. Принимаем kf2=6мм.

Шов «ш3» – длина шва принимается по ширине свеса полки двутавра подкрановой ветви без учета закругления. Расчетная длина принимается в запас прочности на 15мм меньше полной длины.

lw3 = 90 – 15(мм) = 75мм, расчетное усилие Q = 221,3кН, швов четыре,

(см).

Минимальный катет шва равен 5мм. Принимаем kf3=6мм.

Шов «ш4» – длина шва принимается по ширине свеса полки двутавра подкрановой ветви без учета закругления. Расчетная длина принимается в запас прочности на 15мм меньше полной длины.

lw4 = 90 – 15(мм) = 75мм,

расчетное усилие

кН.

В последней формуле hw и tf – высота стенки и толщина полки двутавра верхней части колонны соответственно. Количество швов – четыре.

(см).

Принимаем kf4=6мм.

Усилия для расчета сварных швов «ш5» и «ш6» определяются по расчетному сочетанию усилий для верхней части колонны (табл. 3).

Шов «ш5» – длина этой части накладки принимается из условия размещения монтажных болтов (60см) lw5 = 600 – 10мм = 590мм, расчетное усилие с учетом размеров двутавра верхней части колонны кН, швов два.

Требуемый катет шва:

(см).

Принимаем kf5=8мм, тогда максимальная расчетная длина шва по п. 14.1.7 [6] 85f kf = 85 · 0,9 · 0,8 = 61,2(см), при этом прочность шва

– обеспечена.

Шов «ш6» –длина накладки принимается на 50мм больше высоты траверсы (105см) lw6 = 1050 – 10мм = 1040мм, расчетное усилие F6=F5, швов два.

Требуемый катет шва:

(см).

Принимаем kf6=8мм, тогда максимальная расчетная длина шва по п. 14.1.7 [6] 85f kf = 85 · 0,9 · 0,8 = 61,2(см), при этом прочность шва

– обеспечена.

Шов «ш7» – полная длина шва равна высоте стенки траверсы (97,5см) lw7 = 975 – 10мм = 965мм, расчетное усилие F7=F5, швов четыре.

Требуемый катет шва:

(см).

С учетом данных таблицы 38 [6] принимаем kf7=6мм, тогда максимальная расчетная длина шва по п. 14.1.7 [6] 85f kf=85·0,9·0,6=45,9(см), при этом прочность шва

– обеспечена.

Швы «ш12» и «ш13» – полная длина шва равна высоте стенки траверсы (97,5см) lw12 = lw13 = 975 – 10мм = 965мм, расчетное усилие F12= F12= F13=1,2∙Dmax/2, швов два.

Требуемый катет шва:

(см).

Минимальный катет шва согласно серии 1.424.3-7 kf12=8мм, тогда максимальная расчетная длина шва по п. 14.1.7 [1] 85f kf = 85 · 0,9 · 0,8 = 61,2(см), при этом прочность шва

– обеспечена.

Характеристики шва «ш13» принимаем такими же, как и у «ш12».

8.5. Расчет базы колонны

База является опорной частью колонны и предназначена для передачи усилий от колонны на фундамент; в ее состав входят опорная плита, траверсы, ребра, анкерные болты, а также устройства для их крепления (столики, анкерные плиты и т.д.). Конструктивное решение базы зависит от типа колонны и способа сопряжения ее с фундаментом (жесткое или шарнирное). Существует два типа баз: общая и раздельная. Последний вариант принят в курсовом проекте. Для расчета базы необходимо выбрать из таблицы сочетаний неблагоприятные комбинации усилий в нижнем сечении «А» колонны. Напомним, что при выборе расчетной комбинации усилий для шатровой ветви анализируются все варианты с положительным, а для подкрановой ветви – с отрицательным изгибающим моментом.

В нашем примере для случая шатровой ветви имеем:

Mmax = 1406 кНм;   Nсоот = 2068 кН;  кН,

а для подкрановой ветви -

Mmax = -2141кНм;   Nсоот = 1913 кН; кН.

В курсовом проекте по согласованию с руководителем допускается проектировать базу лишь для одной ветви с большим усилием, а другую принимать конструктивно, по аналогии с расчетной. В связи с тем, что максимальное усилие возникает в подкрановой ветви, выполняем далее именно ее расчет.

Требуемая площадь опорной плиты:

Rb - расчетное сопротивление бетона при местном смятии. Выборка из [4] приведена в табл. 2.9.

φb - коэффициент увеличения Rb до Rb,loc в зависимости от соотношения площади верхнего обреза фундамента Аf к рабочей площади опорной плиты

.

Таблица 2.9

Класс
бетона

В10

В15

В20

В25

В30

В35

В40

Rb,

6,0 (61,2)

8,5 (86,6)

11,5 (117)

14,5 (148)

17,0 (173)

19,5 (199)

22,0 (224)

Принимаем φb = 1,2, Rb,loc = 1,21,45=1,74 (кН/см2),

.

При назначении размеров опорной плиты следует учитывать следующие требования:

  1.  центр тяжести ветви и середина опорной плиты должны лежать на одной вертикальной оси;
  2.  свесы плиты должны быть не менее 40мм;
  3.  толщину траверсы принимают равной 12-24мм.

Исходя из этих требований, назначаем размеры плиты – 500 х 450мм, а толщину траверсы – 20мм (рис. 2.13). 

Среднее фактическое напряжение под опорной плитой:

(кН/см2) < Rb,loc.

Определяем изгибающие моменты на отдельных участках плиты (п.8.6.2 [6]). Номера участков приняты по рисунку 2.13:

Рис. 2.13

Участок 1.  (консольный свес с1 = 5,5см).

(кНсм).

Участок 2.  Плита, опертая по трем сторонам:

, 

т.к. в2 /а2 =30/5,4=5,56>2, то рассчитываем этот участок, как консольный. 

(кНсм).

Участок 3.  На участке 3 плита оперта по четырем сторонам.

 

т.к. в3/а3 =36/14,43=2,5>2, то момент находим как в однопролетной балке пролетом а3 = 14,43см.

(кНсм).

Требуемую толщину плиты определяем по наибольшему моменту Мmax= 33,58 кНсм, как для балки шириной 1см и с учетом того, что γс=1,2·1,05=1,26 (табл. 1 [6]).

Принимаем tпл = 28мм (2мм – припуск на острожку).

Высоту траверсы hт определяем из условия размещения сварного шва прикрепления траверсы к ветви колонны. В запас прочности считаем, что все усилие в ветви передается через 4 угловых шва. Сварка механизированная, проволокой марки Св-08Г2С, d=1,4 … 2мм. Принимаем kf =8мм.

Требуемую длину шва определяем из условия прочности по металлу границы сплавления (см. расчет узлов стропильной фермы).

, где

z = 1,05; R z = 171МПа = 17,1 кН/см2; с =1,05;

.

Расчетная длина флангового шва должна удовлетворять условию:

48,12 < 85f kf = 850,90,8 = 61,2 (см) (п. 14.1.7 [6]).

Принимаем hтр = 50см.

В запас прочности проверяем траверсу как однопролетную балку, шарнирно опирающуюся на полки ветви колонны. Равномерно распределенная нагрузка на траверсу (по рис. 2.13)

 

Момент в середине пролета:

 

Поперечная сила на опоре:

Геометрические характеристики траверсы:

Прочность траверсы по нормальным напряжениям:

.

Прочность траверсы на срез у опоры:

, 

где Rs=0,58Ry – расчетное сопротивление стали сдвигу (табл. 2 [6]).

Прочность траверсы обеспечена.

Анкерные болты служат для передачи растягивающих усилий от колонны на фундамент. Их рассчитывают на специальную комбинацию усилий (см. таблицу сочетаний). М=2141 кНм; N=1913 кН. Усилие отрыва от фундамента, приходящееся на анкерные болты

(кН).

Требуемая площадь сечения анкерных болтов:

где

Rbа=22,0 кН/см2 – расчетное сопротивление растяжению фундаментных болтов, выполненных из стали 09Г2С-4 (табл. Г.4 и Г.7 [6]). С учетом того, что ветвь удерживают два анкерных болта

(см2).

Диаметр анкеров назначается обычно от 20 до 76мм, т.к. более толстые анкеры сложны в изготовлении.

Принимаем анкер диаметром d=64мм с площадью нетто 26,76см2.

При размещении анкерных болтов необходимо, в частности соблюдать следующие требования:

  1.  центр тяжести ветви и равнодействующая усилий в анкерах должны лежать на одной вертикальной оси;
  2.  для того чтобы можно было свободно повернуть гайку при затяжке болтов, минимальное расстояние от оси болта до полки двутавра нижней части колонны желательно принимать 1,5d;
  3.  для того чтобы во время монтажа колонну можно было отцентрировать, анкерные болты выносят за опорную плиту на расстояние, не менее чем округленный до 5мм в большую сторону радиус анкера плюс 20мм.

Последним рассчитываемым элементом базы колонны является анкерная плитка. Ее рассчитывают как балку, свободно опертую на траверсы и нагруженную сосредоточенной силой от анкера. Расчетная схема плитки представлена на рисунке 14.

Рис. 14

Усилие в одном анкеров

(кН).

Изгибающий момент в среднем сечении плитки:

(кНсм).

Из условия размещения анкерных болтов назначаем ширину плитки равной 390мм.

Толщину анкерной плитки определяем из условия прочности по нормальным напряжениям.

.

Момент сопротивления ослабленного отверстием сечения:

(см).

Максимальную толщину анкерной плитки обычно ограничивают 6см, а если требуемая толщина оказывается больше, вместо плитки используют два швеллера, устанавливаемых на траверсу.

Библиографический список

1. Мандриков А.П. Примеры расчета металлических конструкций: Учебное пособие для техникумов.– 2-е изд., перераб. и доп. – М.: Стройиздат, 1991. – 431с.

2. Металлические конструкции. В 3 т. Т.1. Элементы стальных конструкций: Учебное пособие для строит. вузов/В.В. Горев, Б.Ю. Уваров, В.В. Филиппов и др.; Под ред. В.В. Горева. – М.: Высш. шк., 1997. – 527с.

3. Металлические конструкции: Учебник для студ. высш. учеб. заведений/[Ю.И. Кудишин, Е.И. Беленя, В.С. Игнатьева и др.]; Под общ. ред. Ю.И. Кудишина.– 8-е изд., перераб. и доп. – М.: Издательский центр «Академия», 2006. – 688с.

4. Пособие по проектированию бетонных и железобетонных конструкций из тяжелого бетона без предварительного напряжения арматуры (к СП 52-101-2003). ЦНИИПромзданий, НИИЖБ. – М.: ОАО "ЦНИИПромзданий, 2005. – 214с.

5. Сокращенный сортамент металлопроката для применения в строительных стальных конструкциях: Методические указания/Д.Б. Демченко.– Ростов н/Д: Рост. гос. строит. ун-т, 2007. – 24с.

6. СП 16.13330.2011. «Стальные конструкции. Актуализированная редакция СНиП II-23-81*». /Минрегион России. – М.: ОАО «ЦПП», 2010. – 172с.

7. СП 20.13330.2011. «Нагрузки и воздействия. Актуализированная редакция СНиП 2.01.07-85*». / Минрегион России. – М.: ОАО «ЦПП», 2011. – 80с.

8. Федеральный закон №384 от 30.12.2009 «Технический регламент о безопасности зданий и сооружений». – 20с.

PAGE   \* MERGEFORMAT32


PAGE   \* MERGEFORMAT130


 

А также другие работы, которые могут Вас заинтересовать

4228. Особливості психології управління 412 KB
  Предмет психології управління. Розгляд процесу формулювання предмета психології управління не тільки в хронологічному, а й у хронологічно-концептуальному аспекті дає змогу дослідити його і в часі, і в межах різних наукових підходів...
4229. Практикум по химии для судентов 1.27 MB
  Введение Под химией нефти и газа подразумевается область знаний, охватывающая изучение химического состава нефти и газов, ее отдельных фракций или индивидуальных веществ, выделенных из нефтяных и газовых фракций. Задачей химии нефти и газа является...
4230. Створення форм засобами MS Access 97.5 KB
  Створення форм засобами MSAccess Мета роботи: Вивчення основ створення форм за допомогою Майстра форм Завдання: Створити форми для відображення даних з створених таблиць бази даних. Форми повинні дозволяти редагувати дані з таблиць та відображ...
4231. Знайомство з сервером бази даних Access та створення тестової бази даних 236.5 KB
  Знайомство з сервером бази даних Access та створення тестової бази даних Мета роботи: Вивчення основ побудови бази даних засобами середовища Access Завдання: Створити структуру бази даних, модифікувати її, ввести дані у таблицю. Перша таблиця бази д...
4232. Економічна теорія опорний конспект лекцій 858 KB
  В курсі лекцій висвітлюються загальні основи економічного життя суспільства розкриваються закономірності розвитку суспільного виробництва з’ясовується механізм дії ряду економічних законів та механізм використання їх людьми у процесі господар...
4233. Економіка будівельної сфери. Курс лекцій 446.5 KB
  Тема №1. Вступ. Предмет і завдання. Зміст і роль курсу Економіка будівництва План. 1. Поняття економіка. 2. Предмет і завдання курсу. 3. Зміст і роль курсу. Поняття економіка вперше ввів великий мислитель Стародавньої Греції Аристотель (384 – 3...
4234. Введение в экономику. Рыночная экономка и ее законы 64.19 KB
  Введение в экономику Слово экономика можно рассматривать с двух точек зрения: во-первых, как род занятий (в переводе с греч. означает умение вести хозяйство) во-вторых, как науку. Все науки, известные человеку делятся на естественные, о...
4235. Капітал підприємства та його ефективне використання 564 KB
  Капітал підприємства та його ефективне використання. Виробництво як джерело підприємницького прибутку Виробництво та потреби Технологія виробництва та виробнича функція Ефективність виробництва Виробництво та потреби Виробництво...
4236. Економіка праці та соціально-трудові відносини 714.5 KB
  В умовах функціонування економіки України на ринкових засадах найбільш суттєві зміни відбуваються у сфері соціально-трудових відносин. Питання і проблеми, які тут виникають, надзвичайно гострі і складні, оскільки зачіпають інтереси всього насе...