Конструктивная схема каркаса здания

 

1. Конструктивная схема каркаса здания


1.1 Исходные данные


По заданию здание одноэтажное, однопролетное, оборудованное двумя электрическими мостовыми кранами весьма тяжелого режима(7К), Q =80 тс. Габариты кранов принимаем по [1, прил. 1], а параметры крановых рельсов [1, прил. 14, табл. 6]. Назначение здания - машиностроительный цех. Район строительства - г. Амдерма, это IV климатический район строительства. Шаг колонн в продольном направлении - 6 м, пролет - l = 27 м, длина здания L = 4*l = 4*27 = 108 м (схема здания на рис. 1.1). Отметка оголовка подкранового рельса h1 = 12 м. Покрытие тёплое. Материал фундаментов - бетон класса В15.


Рис. 1.1


Таблица 1. Габариты кранов и крановых рельсов

Грузоподъемность крана, Q, тПролет зд.Размеры, ммМаксимальное давление колесаВес тележкиВес крана с тележкойВысота подкрановой балки при шаге колонн 12 мГл. крюкВспом. крюкНкВ1В2КFk1maxFk2maxGт, кНGк, кНhб, мм802027400040091004350380400380130010001.2 Компоновка однопролётной рамы


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

Размер Н2 диктуется высотой мостового крана:


Н2 = (Нк + 100) + f = (4000 + 100) + 300 = 4400 мм


е - установленный по требованиям техники безопасности зазор между этой точкой и строительными конструкциями, равный 100 мм; f - размер учитывающий прогиб конструкций покрытия, принимаемый равным 200-400 мм, в зависимости от величины пролета. Окончательный размер Н2 принимаем кратный 200 мм.

Высота цеха от уровня пола до низа стропильных ферм


Н0 = Н1 + Н2 = 12000 +4400 = 16400 Þ 16,8 м


Этот размер принимаем кранным 0,6 м. Þ Н0= 16800

Поэтому следует уточнить Н1 = Н0 - Н2 = 16,8 - 4,4 = 12,4 м

Далее устанавливаем размеры верхней части колонны НВ, нижней части НН и высоту у опоры ригелей НФ.


НВ =(hб + hр)+ H2 = 6000/6 + 4400 = 5400 мм

НН = Н0 - НВ + 800 = 16,8 -5,4 +0,8 = 12,2 м


где 0,8 - заглубление опорной плиты башмака колонны ниже нулевой отметки пола.

Общая высота колонны рамы от низа базы до низа ригеля:


Н = НВ + НН = 5,4 +12,2 =17,6 м


Ноп = 3,150 м для типовых стропильных ферм, уклон ската кровли i=1,5%


мм


Привязка наружной грани колонны к оси колонны b= 0,250 мм.



Высота сечения верхней части ступенчатой колонны принимаем b=500 мм.

Для обеспечения безопасного прохода вдоль пути устраивается ограждение, проходы имеют размеры шириной 450 мм и высотой 2000 мм.

Для того, чтобы кран при движении вдоль цеха не задевал ограждение расстояние от оси подкрановой балки до оси колонны должно быть не менее:

³ В1 + (bВ - b) + 75 = 400+450 + (500 - 250) + 75 = 1175 мм Þ 1250 мм.

где 75 - зазор между краном и ограждением, по требованиям безопасности принимаемый по ГОСТу на краны.

Пролеты кранов lк имеют модуль 500 мм, поэтому размер должен быть кратным 250 мм. Ось подкрановой ветви колонны совмещаем с осью подкрановой балки, тогда высота сечения нижней части колонны:


bН = +b= 1250 + 250 = 1500 мм

15001173 - удовлетворяет условию жёсткости.

Пролет мостового крана lк = l - 2* = 27000 - 2*1250 = 24500 мм

Сечение верхней части колонны назначаем сплошностенчатым двутавровым, нижней - сквозным.

У торцов здания колонны смещаются с модульной сетки на 500 мм для удобства оформления углов здания стандартными стеновыми панелями, имеющими модульные размеры.


1.3 Выбор типа несущих и ограждающих конструкций


Применяем стальной профилированный настил марки Н80-674-1,0 из стального листа толщиной 1,0 мм и высотой гофра 80 мм. При шаге ферм 6 м под настил применяют типовые сквозные прогоны пролетом 6 м из гнутых профилей сечением типа швеллер, которые располагаются с шагом 3 м и крепятся болтами к верхнему поясу фермы через прокладку толщиной 12 мм.

В соответствии с исходными данными рекомендуется устройство рулонной кровли в покрытии здания, поэтому уклон кровли назначаем 1,5%. Следовательно, в качестве основного несущего элемента покрытия принимаем фермы с параллельными поясами и с уклоном верхнего пояса i = 1,5% и высотой в опорной части .

Тип ограждающих стеновых конструкций принимаем в соответствии с выбранным типом конструкций покрытия. Принимаем стальные стеновые панели полистовой сборки 6,0 х 3,0 м. Окна из спаренных труб с двойным остеклением и глухими переплетами, 6,0 х 2,4 м.

Цокольные ж/б панели (шириной 1,2 м) опираются на фундаментные балки. Стеновые панели - перемычки (над каждым ярусом остекленения) крепятся на опорные столики. Рядовые панели и панели остекленения опираются на ниже лежащие панели и крепятся к колоннам устройствами, передающими только горизонтальные усилия. Раскладка стеновых панелей и панелей остекленения продольных стен приведена на рис. 1.2.


1.4 Выбор марок стали


Марка стали для балок, колонн и настила выбирается в соответствии с таб. 50* прил. 1 [3] в зависимости от степени ответственности конструкции и условий ее эксплуатации (II2 климатический район строительства с расчетной температурой - 40 > t ³ - 50).

Для подкрановой балки выбрана сталь С345 по 1 группе.

Для балок перекрытий и покрытий выбрана сталь С345 по 2 группе.

Для колонн выбрана сталь С345 по 3 группе.

Для настила выбрана сталь С245 по 4 группе.

Из табл. 51* прил. 1 [3] в зависимости от вида проката и его толщины принимаем для данной марки стали расчетные характеристики


Таблица 2. Расчетные характеристики конструкций

тип конструкциимарка сталитолщина проката, ммнормативное сопротивление, МПарасчетное сопротивление, МПалистфасонлистфасонRynRunRynRunRyRuRyRuКолоннаС3452 - 10 10 - 20 20-40345 325 305490 470 460345 325 305490 470 460335 315 300480 460 450335 315 300480 460 450Подкрановая балкаС3452 - 10 10 - 20 20-40345 325 305490 470 460345 325 305490 470 460335 315 300480 460 450335 315 300480 460 450фермаС3452 - 10 10 - 20 20-40345 325 305490 470 460345 325 305490 470 460335 315 300480 460 450335 315 300480 460 450НастилС2452-20 20-30245 -370 -245 235370 370340 -360 -240 230360 3602. Расчёт подкрановой балки


2.1 Расчётные нагрузки на балку (от двух сближенных кранов)


Максимальное расчетное давление колес крана:


F = nc×n×k×Fnmax

c = 0,95 - коэф. сочетаний; n = 1,1 - коэф. надежности по нагрузке; k = 1,2 - коэф. динамичности; Fnmax - максимальное нормативное давления катка крана (табл. 1)

В связи с тем, что кран особо тяжелого режима работы, определяем боковое давление колеса крана. В соответствии с п. 4.5 СНиП II-6-74 горизонтальную силу торможения тележки не учитываем.

Местный крутящий момент при е = 1,5 см:



2.2 Определение усилий в подкрановой балке от двух сближенных кранов


Располагаем на балке максимально возможное число колес (3) и находим расстояние от равнодействующей до крайнего левого колеса, расположенного на балке:


Расстояние от критического груза до равнодействующей:

с = 3,150 - 2,376 = 0.783 м.

Расстояние от левой опоры до критического груза


а = L/2 +с/2 = 6/2 + 0.783/2 = 3,392 м


Проверяем правильность установки грузов по следующим неравенствам


Þ


где R1 - равнодействующая грузов расположенных слева от рассматриваемого сечения на участке а балки пролетом l; SF - сумма давлений всех подвижных грузов, расположенных на балке; Fкр - величина критического груза

Следовательно, принятая установка кранов считается расчетной.

Находим максимальный изгибающий момент и соответствующую поперечную силу по линиям влияния.



Максимальная поперечная сила на опоре (рис. 2.1, г)



Изгибающий момент от бокового давления крана



Расчетные значения усилий в подкрановой балке с учетом собственного веса и временной нагрузки



bМ = 1,03 и bQ = 1,02 - коэф. учитывающие влияние собственного веса на величину расчетного момента и поперечной силы [2; табл. 3.2]


2.3 Определение усилий в подкрановой балке от одного крана


В связи с тем, что подкрановая балка особо тяжелого режима работы, ее стенку необходимо проверить на выносливость от нормативных нагрузок одного крана, умноженных на 0,8 (СНиП II-6-74).

Нормативные нагрузки на подкрановую балку от одного крана:

Находим положение равнодействующей:

м


с = 0,4 м


а = L/2 +с/2 = 6/2 + 0,4 /2 = 3,2 м.


Проверяем правильность установки грузов по следующим неравенствам


Þ


Следовательно, принятая установка кранов считается расчетной.

Находим максимальный изгибающий момент и соответствующую ему поперечную силу с учетом веса конструкций и временной нагрузки на них:



2.4 Подбор сечения балки


Оптимальная высота при коэффициенте асимметрии a = 1,2:


где

- момент сопротивления; tw - толщина стенки, gс - коэф. условия работы [2, табл. 1.9]; Ry - расчетное сопротивление; зависимость h от tw по табл. 3.1. [2]

Минимальная высота балки:


/l - нормативный прогиб [прил. IV, табл. 3]

При высоту балки можно уменьшить на 15-20%, но не менее .

Назначаем высоту стенки hw= 800 мм, двух поясов - 50 мм. Предварительная высота балки:= 79 + 5= 84 см.

Проверяем стенку балки на срез по формуле:



где Rs = 0.58*Ryn/gm = 0.58 * 325 / 1.025 = 183,9 MПа

Rs - расчетное сопротивление материала стенки срезу; gm - коэф. надежности по материалу

Принимаем толщину стенки 14 мм.

Определяем требуемую площадь поперечного сечения балки по формуле:


Площади верхнего и нижнего поясов и стенки:



Принимаем верхний и нижний пояса из универсальной стали:



Площади сечения поясов приняты несколько больше, чем требуется в связи с приближенностью формулы для площади поперечного сечения и необходимостью обеспечения выносливости балки, а также из конструктивного требования по креплению рельса.

Соотношения для верхнего пояса , что допустимо, .

Находим положение центра тяжести сечения:

hв=84 - 49,27 = 34,73 см.

Момент инерции сечения балки относительно оси х-х:



Момент инерции сечения, ослабленного двумя отверстиями диаметром 25 мм, для крепления рельса КР100:



Моменты сопротивления для верхнего и нижнего поясов:



Напряжения в верхнем и нижнем поясах от вертикальных нагрузок:



Проверяем предельную гибкость растянутого нижнего пояса, при n ³ 2×106 циклов она не должна превышать [150] [2, прил. IV, табл. 1]:


ly = L/iy = 600/6,4 = 93,74 < [150]


где


Устойчивость нижнего пояса обеспечена при свободной длине, равной пролету балки.

Проверяем прочность стенки балки от местного давления колеса крана по формуле:



гдеgf = 1.3; F1 = 1.1 * 400 =440 кН;


1f = 2805,9+ 28 * 33 /12= 2868,9 см4; (2805,9 см4 - момент инерции рельса КР100)

Наибольшие касательные напряжения на нейтральной оси стенки у опоры:



где Sх - статистический момент сдвигаемой части сечения относительно нейтральной оси:


Проверяем жесткость балки по формуле:



Жесткость балки обеспечена.

Для восприятия усилий от поперечного торможения при кранах тяжелого режима работы устраиваются тормозные балки.

Принимаем сечение балки из листа hfл x bfл = 1335х8 мм (см2), швеллер №20


Масса 1 м длиныПлощадь сечения Момент инерцииМомент сопротивленияРасстояние от оси у-у до наружной грани стенки, z018,4 кг23,4 см21520 см4113 см4152 см320,5 см32,1 см

К листу тормозной балки привариваем снизу ребра 100 х 8 мм через 1000 мм.

Определяем геометрические характеристики сечения тормозной балки с учетом ее работы совместно с верхним поясом.

Находим положение центра тяжести сечения относительно оси у-у.



Момент инерции сечения относительно оси 1-1:


Момент инерции с учетом ослабления сечения



Моменты сопротивления для крайних волокон сечения тормозной балки:



Нормальные напряжения в верхнем поясе подкрановой балки (точка а) от совместного действия наибольшего изгибающего вертикального и горизонтального моментов по формуле:


sx = sxв + =


Проверяем прочность наружного пояса тормозной балки.

Тормозная балка воспринимает нагрузки:

  • Временную полезную qв = 1,2 × 4 = 4,8 кН/м2 на площадке шириной 146,5 - (40 + 7,5) = 99 см (40 см - габарит крана, 7,5 см - минимальный зазор между краном и ограждением)
  • вес швеллера gш = 1,05 × 0,184 = 0,19 кН/м;
  • вес настила gн =1,05 × 0,82 = 0,861 кН/м2.

Находим расчетную нагрузку на швеллер как реакцию на левую опору балки настила:ш = (0,19 *1.459+ 0.861*1.335 (1.335/2+0.15)+ 4,8 *0.99* (0.99/2+0.475))/1.480= 3.94 кН*м.

Нормативная нагрузка

.94 /1,2 = 3,28 кНм

Изгибающий момент в швеллере от вертикальных нагрузок

Мш = 3.94*62 / 8 =17.73 кН*м.

Изгибающий момент от сил бокового давления в сечении, удаленном на три метра от стойки фахверка, определяем по линии влияния


Мt = SQtiyi = 32 (1.5+1.1) =83.2 кН*м


Напряжения в точке б швеллера,



Прогиб швеллера от нормативной нагрузки:



Проверяем прочность стенки в сжатой зоне при расчетной нагрузке от двух сближенных кранов.

Находим напряжения на границе стенки:



sloc,y = 123.85 МПа; sloc,х = 0,25sloc,y = 0,25*123.85 = 30.96 МПа;


tloc,xy = 0,3sloc,y = 0,3 *123.85 = 37.16 МПа; tf,xy = 0,25sf,y = 0,25 * 33.7 =8.43 МПа;



Проверяем:

sx + sloc,x = 180,81 + 30.96 = 211,77 МПа < 300 МПа

sfy + sloc,y = 33.7 + 123.85 = 157.55 МПа < 300 МПа

txy + tloc,xy + tfxy = 30.32 + 37.16 + 8.43 = 75.8 МПа < Rs = 183.9 МПа

Проверяем жесткость балки по следующему условию:



где b = 1,15 для разрезных балок.

,52 МПа < 345 МПа.

Прочность стенки в сжатой зоне обеспечена.

Проверяем выносливость поясов по формуле smax £ aRvgv (a - коэф. зависящий от числа циклов n, Rv = 100 МПа - расчетное сопротивление усталости, принимается по табл. 1,22 [2]) на нормативную нагрузку от одного крана, умноженную на коэффициент 0,8.

Напряжения в верхнем поясе, который относится ко 2-й группе по СНиП II-23-81,


МПа


Определяем при n = 2 * 106

a = 0,064* (2*106 / 106)2 - 0,5 * (2*106 / 106) + 1,75 = 1,01

По табл. 1.23 [2] для сжатого пояса при r = +0,1 находим

gv = 2/(1,2-0,1) = 1,82

,21 МПа < 1,01*100*1,82 = 182 МПа

Выносливость верхнего пояса обеспечена.

Аналогично для нижнего пояса, относящегося к 4-й группе при Rv = 75 МПа.


МПа


gv = 2,5/(1,5-0,1) = 1,78

,41 МПа > 1,01*75*1,78 = 134,84 МПа

Условие не выполняется.

Проверим на выносливость верхнюю зону стенки по формуле:



Rv = 75 МПа расчетное сопротивление усталости для всех марок сталей в сжатой верхней зоне стенок.



Условие не выполняется.


2.5 Расчет подкрановой конструкции по программе «Beam»


Данные по геометрии:

Пролет балки, м - 6

Привязка балки, мм - 1500

Марка рельса - KP-100

Режим работы крана -весьма тяжелый.

Подвес груза -гибкий.

Вид балки -сварная.

Нагрузки от двух от одного

кранов крана, кН| 47.652| 30.4|, кН| 50.16| 32|, кНм| 13.6| 8.4|, кНм| 130.47| 83.616|, кНм| 1343.74| 877.968|, кН| 1236.62| |, кН| 367.1| 274.512|

Мп, кНм| 1017.98| |, кН| 440| |

Подбор сечения:

Подбираем асимметричное сечение балки.

Коэффициент асимметрии - 1.2

Оптимальная высота балки - 68.06 см.

Минимальная высота балки - 81.82 см.

Принятая высота балки -75.2 см.

Размеры подобранных сечений:

Подкрановая балка:

Верхний пояс, см х см:40x3.2Сталь - С345

Нижний пояс, см х см:28x2Сталь - С345

Стенка, см х см:70x1.6Сталь - С345

Результаты проверки подкрановой балки:

расчётное допустимое значение

Напряжения в нижнем поясе, МПа 243.89| 300

Напряжения в верхнем поясе, МПа154.67| 300

Гибкость нижнего пояса 99 | 150

Напряжение в стенке от 90.06| 315

местного давления колеса, Мпа

Касательные напряж. в 124.1| 183.9

стенке у опоры, Мпа

Жёсткость балки 1/820.9| 1/600

Толщина стенки, мм 16| 14.4

Прочность стенки в сжатой зоне

По формуле 1: 160.23| 315

По формуле 2: 126.27| 315

По формуле 3: 68.85| 183.9

По формуле 4: 173.44| 362.25

Параметры подкрановой балки:

Расстояние до центра тяжести снизу, см46.02

Расстояние до центра тяжести сверху, см29.18

Момент инерции сечения балки Jx, см^4265710.54

Момент инерции сечения балки Jnx, см^4253536.69

Момент сопротивления верхнего пояса Wx, см^38687.59

Момент сопротивления нижнего пояса Wx, см^35509.72

Радиус инерции нижнего пояса iy, см6.06

Ширина распределения местного давления Lef, см39.69

Сумма моментов инерции кручения рельса и пояса Jf, см^41201.91

Сумма моментов инерции рельса и пояса J1f, см^42915.13

Статический момент верхней части сечения Sx, см^34070.85

Тормозная конструкция:

Лист, см х см: 127.5 x. 8 Сталь - С345

Швеллер: №20

Результаты проверки тормозной конструкции:

Расчетное нормативное значение

Напряжения в верхнем поясе балки, МПа166.42| 300

Напряжения в крайней точке швеллера, МПа122.7| 315

Жесткость швеллера 1/354.2| 1/250

Вес швеллера .19

Вес настила .66

Нагрузка на швеллер 3.77

Изгиб. момент в швеллере от верт. нагрузки16.97

Изгиб. момент в швеллере от сил бок. давл.83.2

Параметры тормозной балки:

Положение центра тяжести X, см.46.78

Момент инерции сечения отн. оси 1-1, см^4797479.62

То же с учётом ослаблений, см^4763810.08

Моменты сопротивления для крайних волокон:a, см^311436.89b, см^37546.4

Расчет на выносливость:

Число циклов:2000000

Коэффициент асимметрии напряжений p 0.1

Напряжения в верхнем поясе, МПа103.43| 241.44

Напряжения в нижнем поясе, МПа 152.05| 163.64

Напряжения в верхней зоне стенки, МПа 74.89| 75

Группа для верхнего пояса: 2

Группа для нижнего пояса: 4

Параметры:

Коэффициент alpha для верхнего пояса1.01

Коэффициент alpha для нижнего пояса1.2

Верхний пояс:GAMMAv = 1.82Rv = 75

Нижний пояс:GAMMAv = 1.82Rv = 75

Стенка:SIGMAx, МПа = 85.86, МПа = 24.51, МПа = 50.38, МПа = 22.36

В результате расчетов принимаем:

Подкрановую балку из универсальной листовой стали марки С345 следующего сечения

Верхний пояс, см х см:40x 3,2Сталь - C345

Нижний пояс, см х см:28 x 2Сталь - C345

Стенка, см х см: 70x1,6Сталь - C345

Тормозная конструкция

Лист, см х см: 1275,5 x 8 Сталь - C345

Швеллер: №20.

Проверку общей устойчивости балки не производим, так как её верхний пояс закреплён тормозной балкой по всей длине.


2.6 Проверка местной устойчивости


Местная устойчивость сжатого верхнего пояса обеспеченна, т.к.



. Определим условную гибкость стенки:



следовательно, устойчивость балок не требуется проверять, согласно п. 7.3 [1].

Устанавливаем поперечные ребра конструктивно через .


2.7 Расчет сварного шва


Размеры рёбер жёсткости.

Ширину ребра принимаем не менее:



Считаем толщину:

Окончательно принимаем размеры ребер 1006 мм, которые привариваются двусторонними швами катетом .Рёбра не привариваются к верхнему поясу. Соединение с нижним поясом выполняется через прокладку, приваренную к ребру. Прокладка к нижнему поясу не приваривается. Расстояние м/д рёбрами жёсткости и заводским вертикальным стыком стенки должно быть не менее .


2.8 Расчет опорного ребра


Ребро загружено опорной реакцией Q=1236,62 кН.

1. Определяем площадь опорного ребра при



. Задаемся шириной ребра и определяем:



. Назначаем сечение опорного ребра 20014 мм, =28

. Проверяем опорную стойку на устойчивость:



где



гибкость:

тогда (стр. 80 - [2] СНиП)

Значит, прочность ребра обеспечена. Торец ребра, опирающийся на опорный столик, должен быть пристроган.

. Определяем катет сварного шва, прикрепляющего опорное ребро к стенке балки, по формуле (3.87) [2]. Принимаем полуавтоматическую сварку, проволоку марки Св-10НМА - с .



. Принимаем конструктивно к=6 мм (см. табл. 2.9. [2])

Прикрепление верхнего и нижнего поясов к опорному ребру выполняется конструктивными швами 8 мм ручной сваркой. Верхние поясные швы выполняются с полным проваром: (принимаем ) и не провариваются.

Нижние поясные швы с катетом (=0,9), автоматическая сварка в лодочку проверяем по формуле

- сдвигающее усилие в поясе на единицу длины, вызываемое силой Q;

S - статический момент сдвигаемой части пояса брутто относительно сдвигающей оси.

S=

.

. Расчёт поясных швов.



С учётом требований

- сдвигаемое усилие в поясе на единицу длины, вызываемое силой Q.

,

Принимаем с учётом требований табл 2.9



Где gf = 1.3; F1 = 1.1 * 400 =440 кН;



J1f = 2805,9+ 40 * 3,23 /12= 2915 см4; (2805,9 см4 - момент инерции рельса КР100).

3. Статический расчёт поперечной рамы

цех каркас балка конструкция

Для определения максимальных усилий (изгибающих моментов, продольных и поперечных сил), необходимых для подбора сечений элементов стального каркаса, расчет сопряжений, узлов и других деталей выполняется статический расчет рамы.


3.1 Расчетная схема рамы


Для упрощения расчета каркаса, представляющего собой пространственный блок, его расчленяем на отдельные плоские системы - поперечные рамы. В процессе разработки компоновочной части проекта устанавливается схема поперечной рамы, которая преобразовывается в расчетную схему (рис. 3.1) с соответствующими сечениями (рис. 3.2).

Геометрические оси колонн на этапе статического расчета рамы допускается принимать проходящими посередине сечения. При шарнирных сопряжениях ригелей с колоннами за геометрическую ось ригеля принимают линию, соединяющую опорные шарниры ригеля, а при жестких сопряжениях за геометрическую ось ригеля принимают ось нижнего пояса.

Сопряжения колон рам с фундаментами принимаем жесткими. Тип их сопряжения с ригелями назначаем также жестким, т.к. применяемые краны имеют гибкий подвес, режим их работы - весьма тяжелый.

Эксцентриситет верхней части колонны по отношению к оси нижней части колонны


е1 =(вн - вв)/2 = (1,5-0,5)/2 = 0,5


Эксцентриситет приложения крановых давлений


е2 = вн / 2 = 1,5/2 = 0,75.

3.2 Сбор нагрузок


Сбор нагрузок на раму выполняется в два этапа. На первом этапе определяется интенсивность нормативных и расчетных распределенных и сосредоточенных нагрузок в зависимости от климатического района строительства, типа и грузоподъемности кранов и принятого типа ограждающих конструкций. На втором этапе производится непосредственное определение нагрузок, приложенных к поперечной раме.


Подсчет интенсивности нагрузок

Вид№ п/пНаименование и состав нагрузокЕд. изм.Нормативное значение нагрузкиКоэфф.Расчетное значение нагрузкиПостоянные1Вес конструкции покрытия:Защитный слой из битумной мастики с втопленным гравием (10 мм)кПа0,211,20,252Четырехслойный гидроизоляционный коверкПа0,161,10,176Стальной профилированный настил толщиной 1 ммкПа0,151,050,156Утеплитель толщиной h=150 мм из минераловатных плит кПа0,451,20,540Пароизоляция (одинр слой пергамина)кПа0,041,10,044Стропильные фермы со связямикПа0,5721,050,601ПрогоныкПа0,181,050,189Асфальтовая стяжка h=20 мм,кПа0,361,20,432ИТОГО:кПаgшn = 2,122gш =2,392Вес стальных стеновых панелей полистовой сборки6 х 2,4 мкПа0,1831,110,2013Окна из спаренных труб с двойным остекленением и глухими переплетами6,0 х 2,4 мкПа0,2691,10,2964РигеликПа0,0551,050,058Определение расчетных нагрузок на раму.

Постоянные расчетные нагрузки

. Равномерно распределенная нагрузка на 1 м от веса покрытия здания:

= q*В = 2,39*6 = 14,34 кН/м;


где В-шаг колонн.

Опорное давление ригеля


Fq = q*L/2 = 14,34*27/2 = 193,59 кН


. Постоянная нагрузка от стеновых панелей, ригелей и переплётов остекления на уровне ступени колонны приведена в табл. 4.19.

При одной ленте остекления


кН


На уровне низа колонны при 2-х лентах остекления


=

=кН


. Постоянная нагрузка от собственной массы колонны: на уровне ступени колонны

на уровне низа колонны

. Нагрузки от снега. Расчётная нагрузка на 1 м длины ригеля рамы: , где расчетная нагрузка для 4 снегового района (г. Амдерма)

. Опорное давление ригеля от снеговой нагрузки.



. Ветровая нагрузка. Нормативный скоростной напор ветра для г. Амдерма q0=0,73 кПа. Эквивалентный равномерно распределённый скоростной напор ветра q0,экв до уровня низа ригеля.



где М - изгибающий момент от фактического напора ветра на колонну:

. Расчётная нагрузка на 1 м длины колонны:

от активного давления



от отсоса:



в зависимости от

. Расчётная сосредоточенная сила в уровне ригеля:

от активного давления

,


где

от отсоса

9. Нагрузка от мостовых кранов.

А) От вертикального давления

-вес тележки.

- вес крана с тележкой.



n0 - количество колёс моста крана с одной стороны.

Сосредоточенные моменты от вертикального давления кранов:


где ек=0,5bн=0,5*1500=750 мм=0,75 м.

Б) От поперечного горизонтального давления:

Нормативная сила



сила на одно колесо крана

расчётное горизонтальное давление на колонну



В) Определение соотношения жесткостей элементов поперечной рамы (ригелей, колонн)

Предварительно находим моменты инерции и площади различных элементов поперечной рамы.

Ригеля



Нижней части колонны



Верхней части колонны


I1:I2:IР=52063,8:749718,75:1524709,77=1:14,4:29,29


3.3 Методика расчета


Каркас промышленного здания представляет собой пространственное сооружение, все рамы которого связаны между собой диском кровли, продольными связями и тормозными балками. Эти связи при загружении отдельных рам местными нагрузками (крановыми моментами или силами поперечного торможения кранов) способны вовлекать в работу соседние незагруженные рамы.

При выполнении статического расчета учет пространственной работы поперечной рамы в системе каркаса в основном заключается в нахождении упругого отпора соседних рам, величина которого определяется коэффициентом пространственной работы:



здесь n0 - число колес на одной ветке;

n = 19 - число рам.

Далее статический расчет производим на ЭВМ с использованием программы.


Таблица 3.2. Исходные данные для статического расчета рамы

№ п/пНаименованиеОбозначениеЕд. изм.Расчетные значенияВысота нижней части колонныhнм12,2Высота верхней части колонныhвм5,4Пролет зданияlм27,00IH/IBn-14,4IP/IBm-29,29Шатровая нагрузкаqшкН/м14,34Снеговая нагрузкаqснкН/м14,4эксцентриситете1м0,5эксцентриситете2м0,75Максимальное давление крановDmaxкН1205,48Минимальное давление крановDminкН397,33Коэффициент пространственной работыaпр-0,466Поперечная тормозная силаТmaxкН43,68Высота подкрановой балкиhбм1Ветровая нагрузка на раму с наветренной стороныqaкН/м4,2Ветровая нагрузка на раму с заветренной стороныqпкН/м3,15Сосредоточенная ветровая нагрузка с наветренной стороныWaкН76,13Сосредоточенная ветровая нагрузка с заветренной стороныWпкН57,1

Статический расчет с помощью программы Statiс

Данные для статического расчета поперечной рамы:

Высота нижней части колонны H_н= 12.200000 м.

Высота верхней части колонны H_в= 5.400000 м.

Пролет здания L= 27.000000 м._н/J_в n= 14.400000_р/J_в m= 29.290000

Шатровая нагрузка q_k= 14.340000 кН/м.

Снеговая нагрузка q_s= 14.400000 кН/м.

Эксцентриситет е1= 0.500000 м.

Эксцентриситет е2= 0.750000 м.

Нагрузка от крана Dmax= 1205.480000 кН.

Нагрузка от крана Dmin= 397.330000 кН.

альфа = 0.466000

Тормозная сила T= 43.680000 кН.

Высота подкрановой балки h_b= 1.000000 м.

Ветровая нагрузка: q_a= 4.200000 кН/м._n= 3.150000 кН/м.= 76.130000 кН.= 57.100000 кН.

Результаты расчета:

Нагрузка 1 2 3 4 5

Постоянная M 155.07 41.26 -55.53 -105.90 -105.90-9.33 -9.33 -9.33 -9.33 9.33-193.59 -193.59 -193.59 -193.59 -193.59

Снеговая M 155.72 41.00 -55.76 -106.35 -106.35-9.37 -9.31 -9.37 -9.37 9.37-194.40 -194.40 -194.40 -194.40 -194.40

Крановая M 33.43 -706.18 218.38 -99.94 -83.05

тележка Q -58.95 -58.95 -58.95 -58.95 33.39

слева N -1204.85 -1204.85 -0.63 -0.63 0.63

Крановая M 206.62 -180.29 97.26 -83.08 -99.94

тележка Q 33.39 33.39 33.39 33.39 -58.95

справа N -396.70 -396.70 0.63 0.63 -0.63

Тормоз M -215.29 38.88 38.88 -40.81 -23.62

у левой Q 20.83 20.83 20.83 -22.85 6.62

вправо N -0.64 -0.64 -0.64 -0.64 0.64

Тормоз M 215.29 -38.88 -38.28 40.81 23.62

у левой Q -20.83 -20.83 -20.83 22.85 -6.62

влево №0.64 0.64 0.64 0.64 -0.64

Тормоз M -92.92 -12.14 -12.14 23.62 40.81

у правой Q -6.62 -6.62 -6.62 -6.62 58.95

влево N -0.64 -0.64 -0.64 -0.64 0.64

Тормоз M 92.95 12.14 12.14 -23.62 -40.81

у правой Q 6.62 6.62 6.62 6.62 -58.95

вправо №0.64 0.64 0.64 0.64 -0.64

Ветер M -1460.78 -104.13 -104.13 296.77 -310.00

слева Q 136.82 85.58 85.58 62.90 70.33

№22.47 22.47 22.47 22.47 -22.47

Ветер M 1415.67 115.70 115.70 -310.00 296.77

справа Q 125.77 87.34 87.34 70.33 62.90-22.47 -22.47 -22.47 -22.47 22.47



4. Расчёт ступенчатой колонны


Необходимо подобрать сечения сплошной верхней и сквозной нижней частей колонны однопролетного производственного здания (ригель имеет жесткое сопряжение с колонной). Расчетные усилия указаны в табл. 3.3.:

для верхней части колонны в сечении 1-1 N = -389,92 кН, М = -606,85 кН×м, Q = -202,76 кН; в сечении 2-2 при том же сочетании нагрузок (1, 2, 3, 4, 5*) М = 229,95 кН×м.

для нижней части колонны N1 = -1561 кН, М1 = 1793,17 кН×м, (изгибающий момент догружает подкрановую ветвь); N2 = -1345,6 кН, М2 = -1323,30 кН×м, (изгибающий момент догружает наружную ветвь).

Соотношение жесткостей верхней и нижней частей колонны Iв / Iн = 1/14,4; материал колонны - сталь марки С345; бетон фундамента - класса В15. Конструктивная схема колонны на рис.


4.1 Определение расчетных длин колонны


Расчетные длины для верхней и нижней частей колонны в плоскости рамы определим по формулам

x1 = m1l1иlx2 = m2l2.


В однопролетных рамах горизонтальная реакция в верхних узлах колонн равна нулю и коэффициент m1 зависит от двух параметров: соотношения погонных жесткостей верхней и нижней частей колонны n = I2l1 / I1l2 и a1.

Значения m1 в функции этих параметров определим по прил. 12 [1].

Так как Нв/Нн = l2 / l1 = 5400 / 12200 = 0,443 и Iв/Iн = 1/14,4, =-1345,6/-389,92=3,45>3 - следовательно по табл. 14.1 [1]. m1 = 2, m2 = 3

Таким образом, для нижней части колонны

lx1 = m1l1 = 2*12,2 = 24,4 м;

для верхней lx2 = m2l2 = 3*5,4 = 16,2 м.

Расчетные длины из плоскости рамы для нижней и верхней частей равны соответственно:

ly1 = Hн = 12,2 м; ly2 = Нв - hб = 5,4 - 0,755 = 4,645 м


4.2 Подбор сечения верхней части колонны


Сечение верхней части колонны принимаем в виде сварного двутавра высотой hв = 500 мм = 0,5 м.

Требуемую площадь сечения определим по формуле:


Атр = N/(jвн×R×g)


Для симметричного двутавраx » 0.42×h = 0,42×50 = 21 см; rх » 0,35×h = 0.35×50 = 17,5 см;


x = ex / rx = M / (N×0.35h) = 60685/(389,92*0,35×50) = 8,89

Значение коэффициента влияния формы сечения h определим по прил. 10 [1]. Примем в первом приближении Апст=1, тогда


1x = h× mx = 1,18×8,89 =10,49

По прил. 8 [1] lх =3,02 и m =10,49; jвн = 0,110; Атр = 389,92/(0,11×31,5) » 112,531 см2.

Компоновка сечения: высота стенки hст = hв - 2tп = 50-2*1,4 =47,2 см (принимаем предварительно толщину полок tп = 1,4 см).

По табл. 14.2 [1] при m>1 и l>0.8 из условия местной устойчивости

hст / tст £ (0,9+0,5l)= (0,9+0,5×3,02)=61,63ст ³ 47,2/61,63 = 0,77 см

Принимаем tст = 0,8 см

Требуемая площадь полки

Ап.тр= (Атр - Аст)/2 = (112,53 -0,8*47,2)/2 = 37,39 см2

Из условия устойчивости верхней части колонны из плоскости действия момента ширина полки bп ³ ly2 / 20 = 4,4645/20=0,23 м.

из условия местной устойчивости полки по формуле


bсв / tп £ (0,36+0,1)= (0,36+0,1×3,02)=16,72


Принимаемп = 34 см > ly2 / 20 =23 см; tп = 1,4 см; Ап = 34*1,4= 47,6 см2 > Ап.тр=42.35см2;



Геометрические характеристики сечения.

Полная площадь сечения А0 = 2×34×1,4 + 0,8×47.2= 132.96 см2

; ;

ix = см; iy = см


1. Проверка устойчивости верхней части колонны в плоскости действия момента


;


mx = Mx/(N×rx) = 60685/(389,92×19,02) = 8,18; Aп /Aст = 1,4×34/(0,8×47,2) = 1,26 > 1

Значение коэффициента h определяем по приложению 10 [1] при Aп /Aст = 1:

h = 1,4-0,02=1,4-0,02*2.9=1,34

1x = mx×h = 1.34×8.18 =10.96; jвн = 0,107

s = N/(jвн×А) = 389.92/(0,107×123.02) =29.62 <31.5 кН


Недонапряжение: 100×(31.5-29.62)/31.5=6%.

2. Проверка устойчивости верхней части колонны в плоскости действия момента


; jy = 0,791 [1, прил. 7]

Для определения найдем максимальный момент в средней трети расчетной длины стержня:


кН×м

По модулю Мх ³ Мmax/2 = -606.85/2 =-303.43 кН×м;

mx = Mx×A/N×Wx = 36692×132.96/389.92×2528.9 = 4,95<5

При mx < 5 коэффициент «с» учитывающий влияние момента Мх при изгибно-крутильной форме потери устойчивости определяется по формуле:



Здесь a и b определяются по прил. 11 [1]; jб = 1 - коэффициент снижения расчетного сопротивления при потере устойчивости балок.

a=0,65+0,05×mx=0,65+0,05×4.95=0.90;lс=3,14; b =1= 1/(1+0,9*4,88)=0,19

Поскольку hст/tст = 47.2/0,8 = 59< 3.897.18, следовательно принимаем полную площадь сечения.



Недонапряжение: 100×(31,5-31,14)/31,5=4,3%.


4.3 Подбор сечения нижней части колонны


Сечение нижней части колонны сквозное, состоящее из двух ветвей, соединенных решеткой. Высота сечения hн = 1500 мм. Подкрановую ветвь колонны принимаем из широкополочного двутавра, наружную - составного сварного сечения из трех листов.

Определяем ориентировочное положение центра тяжести. Принимаем z0 = 5 см, h0 = hн - z0 = 150 - 5 = 145 см.

см;

у2 = h0 - y1 = 145 - 83,43 = 61,57 см

Определяем усилия в ветвях:

В подкрановой ветви Nв1 = N1= 1345,6кН

В наружной ветви Nв2 = N2= 1561кН

Определяем требуемую площадь ветвей и назначаем сечение.

Для подкрановой ветви Ав1 = Nв1 /jRg; задаемся j = 0,7 0; R = 315 МПа = 31,5 кН/см2 (сталь 345, фасонный прокат), тогда Ав1 = 2134,84 / 0,7×31,5 =96,82 см2

По сортаменту [1, прил. 14] подбираем двутавр 40Б3: Ав1 =73,4 см2, ix1 =3,68 см, iy =16,7 см, h=402.4 мм.

Для наружной ветви Ав2 = 2134,84/ 0,7×31,5 =96,82 см2 (R = 31,5 кН/см2 - листовой прокат стали С345)

Для удобства прикрепления элементов решетки просвет между внутренними гранями принимаем таким же, как в подкрановой ветви (376,2 мм). Толщину стенки швеллера tст = 14 мм; высота стенки из условия размещения сварных швов hст = 425 мм.

Требуемая площадь полок


Ап = (Ав2 - tстhст)/2 = (96,82 - 1,4×42,5)/2 = 18,66 см2.


Из условия местной устойчивости полки швеллера bп / tп £ (0,38 + 0,08`l)»15.

Принимаем bп =26 см, tп = 1,4 см, Ап = 36,4см2.

Геометрические характеристики ветви:

Ав2 = 1,4 × 42,5 + 2 × 36,4= 132,3 см2;0 = (1,4×42,5×0,7 + 36,4×2×14,4)/ 132,3= 8,24 см;x2 = 1,4×42,5×7,542 + 2×1,4×263/12 + 36,4×2×6,162 = 3368,8 см4;y = 1,4×42,53/12 + 36,4×18,882×2 = 34905,87 см4;

= ; = .

Уточняем положение центра тяжести сечения колонны:0 = hн - z0 = 150 - 8,24 = 141,76 см;



у2 = 141,76 - 91,18 = 50,58 см.

Определяем усилия в ветвях:

В подкрановой ветви Nв1 = N1= 13451413,38 кН

В наружной ветви Nв2 = N2= 1561кН

Проверка устойчивости ветвей: из плоскости рамы (относительно оси у-у) lу = 1220 см.

Подкрановая ветвь: lу = lу/iу = 1220/16,7 = 73,05; jу = 0,666;

s = Nв1/jуАв1 = 1413,38/(0,666×73,4) = 28,91 кН/см2 < 31,5 кН/см2

Недонапряжение:

Наружная ветвь: lу = lу/iу = 1220/16,24 = 75,12; jу = 0,648;

s = Nв2/jуАв2 = 2268,97/(0,648×132,3) = 26,47кН/см2 < 31,5 кН/см2

Недонапряжение:

Из условия равноустойчивости подкрановой ветви в плоскости и из плоскости рамы определяем требуемое расстояние между узлами решетки:

lх1 = lв1/iх1 = lу = 73,05; lв1 = 73,05× iх1 =39,43×3,68 = 268,82 см

Принимаем lв1 = 228 см, разделив нижнюю часть колонны на целое число панелей. Проверяем устойчивость ветвей в плоскости рамы (относительно осей х1 - х1 и х2 - х2).

Для подкрановой ветви: lх1 = 228/3,68 = 65,52; jх = 0,726;

s = Nв1/jхАв1 = 1413,38/(0,726×73,4) = 26,52 кН/см2 < 31,5 кН/см2

Для наружной ветви: lх2 = 228/5,05= 45,16; jх = 0,848;

s = Nв2/jхАв2 =2268,97 /(0,848×132,3) = 20,22 кН/см2 < 31,5 кН/см2

Расчет решетки подкрановой части колонны. Поперечная сила в сечении колонныmax = -202,76 кН.

Усилие сжатия в раскосе

р = Qmax/2sina = 202,76/(2×0,8) = 126,73 кН

sina = hн/lp = 150/ = 0,8; a » 53°


Задаемся lр = 100; j = 0,454.

Требуемая площадь раскоса

Ар.тр. = Nр/(jRg) = 126,73/(0,454×31,5×0,75) = 11,82 см2;= 31,5 кН/см2 (фасонный прокат из стали С345); g = 0,75 (сжатый уголок прикрепляемый одной полкой)

Принимаем ?100х7.

Ар = 13,8 см2; imin = 1,98; lmax = lp/imin = 187,5/1,98 =94,70;

lp = hн/sina = 150/0,8 = 187,5 см; j = 0,493

Напряжения в раскосе


s = Np/(jAp) = 126,73/(0,493×13,8) = 18,62кН/см2 < Rg = 31,5×0.75 = 23,63 кН/см2


Условие выполняется.

Проверка устойчивости колонны в плоскости действия момента как единого стержня.

Геометрические характеристики всего сечения:


А = Ав1 + Ав2 = 73,4 + 132,3 = 205,7 см2;x = Ав1у21 + Ав2у22 = 73,4×91,182 + 132,3×50,582 = 948700см4

ix = см; lх = lx1/ix = 2440 / 67,91 = 35,93;


Приведенная гибкость:


lпр =


Коэффициент a1 зависит от угла наклона раскосов - при a = 45…60° можно принять a1 = 27; Ар1 = 2×Ар = 2×13,8= 27,6 см2 - площадь сечения раскосов по двум граням сечения колонны.


lпр = lпр =38,63 = 1,51


Для комбинации усилий, догружающих наружную ветвь (сечение 4-4), N2 = -1561 кН, М2 = 1793,17 кН×м.


m = ;


jвн = 0,372; s = N2 / (jвн×А) = 1561 / (0,372×205,7) = 20,39 кН/см2 < 31,5 кН/см2

Для комбинации усилий, догружающих подкрановую ветвь (сечение 3-3). N1 = -1345,6 кН, М1 = -1323,3 кН×м.

m = ;


jвн = 0,316; s = N2 / (jвн×А) = 1345,6 / (0,316×205,7) = 20,7 кН/см2 < 31,5 кН/см2

Устойчивость колонны, как единого стержня из плоскости действия момента проверять не нужно, так как она обеспечена проверкой устойчивости отдельных ветвей.


4.4 Расчет и конструирование узла сопряжения верхней и нижней частей колонны


Расчетные комбинации усилий в сечении над уступом:

1. М = +280,13 кН×м; N = -245,17 кН (1,3,4,5*)

. М = -199,43 кН×м; N = -378,54 кН (1,2,5)

Давление кранов Dmax = 1205,48 кН.

Прочность стыкового шва (ш1) проверяем по нормальным напряжениям в крайних точках сечения надкрановой части. Площадь шва равна площади сечения колонны.

-ая комбинация M и N:

наружная полка


s = N / A0 + |M| / W = -245,17/ 132,96 + |28013| / 2528,9 = 9,23 кН / см2 < Rсв = 31,5 кН / см2


внутренняя полка


s = N / A0 - |M| / W =-245 / 132,96 - |28013| / 2528,9 = -11,10 кН / см2 < Rсв = 31,5 кН / см2

2-ая комбинация M и N:

наружная полка


s = N / A0 - |M| / W = -378,54 / 132,96 - 19943/ 2528,9 =

=-10,73 кН / см2 < Rсв = 31,5*0,85=26,78 кН / см


внутренняя полка


s = N / A0 + |M| / W = -378,54 / 132,96 +19943 / 2528,9 = 5,04 кН / см2 < Rсв = 31,5 кН / см2


Толщину стенки траверсы определяем из условия смятия:

тр ³ Dmax / lсм×Rсм.т×g = 1205,48 / (42×35) = 0,82;


где lсм = bор + 2tпл = 38 + 2×2 = 42 см; Rсм.т = 352,4 МПа = 35 кН / см2

Принимаем tтр = 1,0 см.

Усилие во внутренней полке верхней части колонны (вторая комбинация)

п = N / 2 + M / hв = -378,54 / 2 +199,43 / 50 = 588,13 кН


Длина шва крепления вертикального ребра траверсы к стенке траверсы (ш2):

ш2 = Nп / 4kш(bRсвуgсву)ming


Применяем полуавтоматическую сварку проволокой марки Св-10нНМА, d = 1,4…2 мм, bш = 0,9, bс = 1,05. Назначаем kш = 6 мм,

gсву.ш = gсвус = 0,85; Rсву.ш =;

сву.с

bшRсву.шgсву.ш=0,9×240×0,85=18,4 кН/см2<bcRсву.cgсву.ш = 1,05×220×0,85 = 19,7кН / см2;ш2 = 588,13 / (4×0,6×18,4×0,85) =15,68 см; ш2 < 85bш×kш = 85×0,9×0,6 = 46 см.

В стенке подкрановой ветви делаем прорезь, в которую заводим стенку траверсы.

Для расчета шва крепления траверсы к подкрановой ветви (ш3) составляем комбинацию усилий, дающую наибольшую опорную реакцию траверсы. Такой комбинацией будет сочетание (1,2,5) N = -378,54 кН, M = -199,43 кН×м.

= Nhв / 2hн - M / hн + Dmax0,9 = 378,54×50 / 2×150 +(-199,43) / 150+ 1205,48×0,9 = 1146,69 кН


Коэффициент 0,9 учитывает, что усилия N и М приняты для 2-го основного сочетания нагрузок.

Требуемая длина шва

ш3 = F / 4kш(bRсвуgсву)ming = 1146,69 / (4×0,6×18,4×0,85) = 30,55 смш3 < 85bш×kш = 85×0,9×0,6 = 46 см.


Из условия прочности стенки подкрановой ветви в месте крепления траверсы (линия 1-1) определяем высоту траверсы

тр ³ F / 2tст.в.Rсрg = 1146,69 / 2×0.74×0.85×18.39 = 49,57 смст.в. = 7.4 мм - толщина стенки I 40Б3; Rср = 18,39 кН / см2 - расчетное сопротивление срезу фасонного проката стали С345. Принимаем hтр = 50 см.

Проверим прочность траверсы как балки, нагруженной усилиями N, M и Dmax. Расчетная схема и сечение траверсы приведены на рис. Нижний пояс траверсы принимаем конструктивно из листа 380 х 20 мм, верхние горизонтальные ребра - из двух листов 180 х 20 мм.

Найдем геометрические характеристики траверсы.

Положение центра тяжести сечения траверсы:

ун = смx = 48,83 / 12 + 48,8×9,32 + 1.2×38×21,32 + 2×18×1.2× 12,52 = 41343 см4min = Ix / yв = 41343 / (50 - 21,9) = 1471 см3

Максимальный изгибающий момент в траверсе возникает при 1-ой комбинации усилий:


Мтр = - Fтр1(hн - hв) = кН×см


sтр = Мтр / Wmin = 22761.5 / 1471 = 15,47 кН / см2 < 31.5 кН / см2

Максимальная поперечная сила в траверсе с учетом усилия от кранов возникает при комбинации усилий N = -378,54 кН, М = -199,43 кН×м:

max = Nhв / 2hн - M / hн + kDmax0,9 / 2 = 378,54×50 / 2×150 + 19943 / 150+ 1,2×1205.48×0,9/2 = 847 кН


Коэффициент k = 1,2 учитывает неравномерную передачу усилия Dmax.

tтр = Q / tтрhтр = 847 / 1.0×48,8 = 17,36 кН / см2 < Rср = 18.39 кН / см2


4.5 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. M1 = 1793,17 кН×м; N1 = -1561 кН (для расчёта базы наружной ветви)

. M2 = -1323,3 кН×м; N2 = -1345,6 кН (для расчёта базы подкрановой ветви)

Усилия в ветвях колонны:


Nв1 = N1= 1345,61413,59 кНв2 = N2= 15612268,97кН


База наружной ветви. Требуемая площадь плиты.


Апл.тр. = Nв2 / Rф = 2268,97 / 0,84 = 2701,15см2;ф = gRб » 1,2×0,7 = 0,84 кН / см2; Rб = 0,7 кН / см2 (бетон В15)


По конструктивным соображениям свес плиты с2 должен быть не менее 4 см. Тогда В ³ bк + 2с2 = 42,5 + 2×4 = 50,5 см. Принимаем В = 55 см, тогда с2 =4 см.тр = Апл.тр / В = 2701,15 / 55 = 49,11 см, принимаем L = 50 см; Апл.факт = 50×55 =2750см2 > Апл.тр. =2701,15 см2

Среднее напряжение в бетоне под плитой


sф = Nв2 / Апл.факт = 2268,97 /2750 = 0,83 кН / см2

Из условия симметричного расположения траверс относительно центра тяжести ветви расстояние между траверсами в свету равно 2 (bп + tст - z0) = 2×(26 + 1,4 - 8,24) = 38,32 см; при толщине траверсы 10 мм с1 = (50 - 38,32 - 2×1,0) / 2 = 4,84 см.

Определяем изгибающие моменты на отдельных участках плиты:

участок 1: (консольный свес с = с1 = 4,84 см)

М1 = sфс2 / 2 = 0,83×4,842 / 2 = 9,72 кН×см

участок 2: (плита, опертая на три канта с = с2 = 7,3 см)

М2 = sфс2 / 2 = 0,83×7,32 / 2 = 22,12 кН×см

участок 3: (плита, опертая на четыре стороны; b/а = 37,62/ 26 = 1,45 > 2; a = 0.078)

М3 = asфa2 = 0,078×0,83×262 = 43,76 кН×см

участок 4: (плита, опертая на четыре стороны; b/а = 37,62 / 10,92= 3,45 > 2; a = 0.125)

М4 = asфa2 = 0,125×0,83×10,922 = 12,37 кН×см

Принимаем для расчета Мmax = М3 = 43,76 кН×см.

Требуемая толщина плиты


tпл = см


R = 300 МПа = 31,5 кН×см2 для стали С345 толщиной 20-40 мм.

Принимаем tпл = 32 мм (2 мм - припуск на фрезеровку).

Высоту траверсы определяем из условия размещения шва крепления траверсы к ветви колонны. В запас все усилие в ветви передаем на траверсы через 4 угловых шва. Сварка полуавтоматическая проволокой марки Св-10НМА, d = 1,4…2 мм; kш = 8 мм. Требуемая длина шва определяется по формуле


lш.тр = Nв2 / 4kш(bRсвуgсву)ming = 2268,97/ 4×0,8×0,85×18,4 = 45,33 см < 61,2 см


Принимаем hтр = 50 см.

Проверяем допустимую длину шва:

Требование к максимальной длине швов выполняется. Крепление траверсы к плите принимаем угловыми швами .

Швы удовлетворяют требованиям прочности. При вычислении суммарной длины швов с каждой стороны шва не учитывалось по 1 см на непровар.

Приварку торца колонны к плите выполняем конструктивными швами , т.к. эти швы в расчёте не учитывались.

База подкрановой ветви. Требуемая площадь плиты

Апл.тр. = Nв1 / Rф = 1413,59 / 0,84 = 1682,85 см2;

Принимаем плиту 500350 мм А=50*35=1750 см2

Рассчитываем напряжение под плитой базы:


sф = Nв1 / Апл.факт = 1413,59 / 1750 = 0,81 кН / см2


Конструируем базу колонны с траверсами толщиной 10 мм, привариваем их к полкам колонны и к плите угловыми швами. Вычисляем изгибающие моменты на разных участках для определения толщины плиты:

участок 1: опёртый на 4 канта. (отношение сторон b/а = 37,62 / 7,91 = 4,76 > 2; a = 0.125)

М1 = asфa2 = 0,125×0,81×7,912 = 6,34 кН×см

участок 2: консольный (отношение сторон b/а = 16,55 / 4,88 = 3,39 > 2; a = 0.125)

М2 = sфl2 / 2 = 0,81×4,882 / 2 = 9,64 кН×см

участок 3: М3 = sфl2 / 2 = 0,81×8,222 / 2 = 27,37 кН×см

Принимаем для расчета Мmax = М3 = 27,37кН×см.

Требуемая толщина плиты


tпл = см


R = 315 МПа = 31,5 кН×см2 для стали С345 толщиной 10-20 мм.

Принимаем tпл = 25 мм

Таким образом, с запасом прочности усилие в колонне полностью передаётся на траверсы, не учитывая прикрепления торца колонны к плите.

Прикрепление траверсы к колонне выполняется полуавтоматической сваркой с катетом шва . Толщину траверсы принимаем tтр=10 мм.

Требуемая длина шва определяется по формуле

ш.тр = Nв1 / 4kш(bRсвуgсву)ming =1413,59 / 4×0,8×18,4×0,85 = 28,24 см


Принимаем hтр = 30 см.

Проверяем допустимую длину шва:

Требование к максимальной длине швов выполняется. Крепление траверсы к плите принимаем угловыми швами .

Швы удовлетворяют требованиям прочности. При вычислении суммарной длины швов с каждой стороны шва не учитывалось по 1 см на непровар.

Приварку торца колонны к плите выполняем конструктивными швами .



Библиографический список


  1. Лихтарников Я.М. Расчет стальных конструкций. - К.: Будивельник, 1984.
  2. Стальные конструкции: СНиП II-23-81*. Нормы проектирования - М.: Стройиздат

4. Нагрузки и воздействия: СНиП 2.01.07-85. Нормы проектирования - М.: Стройиздат



1. Конструктивная схема каркаса здания 1.1 Исходные данные По заданию здание одноэтажное, однопролетное, оборудованное двумя электрическими мостов

Больше работ по теме:

КОНТАКТНЫЙ EMAIL: [email protected]

Скачать реферат © 2019 | Пользовательское соглашение

Скачать      Реферат

ПРОФЕССИОНАЛЬНАЯ ПОМОЩЬ СТУДЕНТАМ