Сбор нагрузок на балочную клетку рабочей площадки

 

1. Исходные данные


Район строительства: 7

Пролёт главных балок L=17 м

Высота от пола до верха площадки Н=9,5 м

Временная (технологическая) нагрузка P=15 кН/м2

Временная (снеговая) нагрузка p=4,8 кН/м2

Длина здания 65,1 м

Пролёт ферм 36 м

Шаг рам 9,3 м

Высота от пола до низа фермы 15,000 м

Тип шатра: беспрогонный

Сечение поясов ферм: уголок парный

Компоновочное решение

Проектирование здания или сооружения начинается с разработки компоновочной схемы, в которой за основу, как правило, принимают балочную клетку нормального типа, опирающуюся на центрально-сжатые колонны. Неизменяемость клетки в плоскости главных балок обеспечивается либо прикреплением этих балок к зданию или сооружению (для рабочих площадок - это каркас здания цеха, для мостовых переходов - береговые сооружения), либо устройством жесткого примыкания колонны к фундаменту в этой плоскости. В плоскости, перпендикулярной главным балкам, неизменяемость клетки обеспечивается постановкой связей по колоннам, т.е. созданием диска.

После разработки компоновочной схемы должны быть определены пролеты главных и второстепенных балок. Эти размеры, как правило, задаются в исходных данных на проектирование.

Шаг вспомогательных (второстепенных) балок «а» зависит от типа настила балочной клетки и нагрузок.

При железобетонном настиле толщиной 10-20 см можно принимать, а=1.5-2.5 м. При стальном настиле толщиной 6-12 мм - а=0.8-1.5 м.

Пролет вспомогательных балок «В» зависит от назначения проектируемого сооружения и определяется технико-экономическими соображениями. В задании он задается и равен шагу главных балок, при этом статическая схема вспомогательных балок принимается в виде однопролетных шарнирно-опертых балок. Сопряжение вспомогательных балок с главными может быть в одном уровне или этажное.

Статические схемы главных балок могут быть однопролетными шарнирно-опертыми или двухконсольными с шарнирным опиранием, что оговаривается в задании на проектирование.



2. Сбор нагрузок на покрытие производственного здания


№ п/пНаименование нагрузкиНормативная нагрузка, кН/м²гfРасчетная нагрузка, кН/м²ПостояннаяОграждающие элементы1Защитный слой из гравия, втопленного в битумную мастику t=10 мм0,211,30,2732Гидроизоляционный ковер из 4 слоев рубероида0,21,30,263Утеплитель - жесткие минераловатные плиты, г=3 кН/м, t=100 мм0,31,20,364Пароизоляция из одного слоя рубероида0,051,30,07Несущие элементы5Стальной профилированный настил t=0,9 мм0,1351,050,1428Ферма пролетом 36 м0,41,050,429Связи по покрытию0,051,050,06Итого постоянная, q1,3451,585Временная (снеговая) нагрузка на покрытие, p3,360,74,8Всего: p+q4,7056,385

3. Сбор нагрузок на балочную клетку рабочей площадки


№ п/пНаименование нагрузкиНормативная нагрузка, кН/м²гfРасчетная нагрузка, кН/м²Постоянная1Пол асфальтобетонный, г=18 кН/м³, t=40 мм0,721,30,942Монолитная железобетонная плита, г=25 кН/м³, t=250 мм4,9251,25,913Вес второстепенных балок (балок настила)0,21,050,21Итого постоянная, q5,8457,06Временная (технологическая) нагрузка, p151,218Всего: p+q20,84525,06

4. Расчет конструкции рабочей площадки


Проектирование здания или сооружения начинается с разработки компоновочной схемы, в которой за основу, как правило, принимают балочную клетку нормального типа, опирающуюся на центрально-сжатые колонны. Неизменяемость клетки в плоскости главных балок обеспечивается либо прикреплением этих балок к зданию или сооружению (для рабочих площадок - это каркас здания цеха, для мостовых переходов - береговые сооружения), либо устройством жесткого примыкания колонны к фундаменту в этой плоскости. В плоскости, перпендикулярной главным балкам, неизменяемость клетки обеспечивается постановкой связей по колоннам, т.е. созданием диска.



4.1 Расчет второстепенной балки


Второстепенные балки шарнирно опираются на главные в одном уровне. Нагрузка от монолитного железобетонного настила и технологического оборудования передаётся на второстепенные балки в виде равномерно распределенной. Шаг второстепенных балок «а» зависит от прочности настила и экономических требований. При железобетонном настиле толщиной 25 см принимаем а=2,83 м.

Мmax = qвб*l2/8

Qmax = qвб*l/2


Нагрузка на второстепенную балку:

Расчетная:


(q+p)в.б. = (q+p)*а=25,06*2,83=70,919 кН/м


Мmax=70,919 *9,32/8=766,732 кН*м

Qmax=70,919 *9,3/2=329,773 кН

Нормативная:

+p=(q+p)*а=20,845*2,83=58,991 кН/м


Сечение принимаем в виде стального горячекатаного двутавра с параллельными гранями полок по СТО АСЧМ 20-93 (3).

По (1) принимаем материал балки: Сталь С245 (табл. 50*) с расчетным сопротивлением (по пределу текучести) Ry=240 МПа (табл. 51*) и коэффициентом условия работы гc=1 (табл. 6*).

Сечение балок назначаем из условия прочности:



где Мmax - максимальный расчетный изгибающий момент в балке Мрасч = Мmax;

Wn,min - момент сопротивления сечения балки, т.е. требуемый Wтр;

С1 - коэффициент, учитывающий развитие пластических деформаций по (1, табл. 66) Принимаем равный С1 = 1,12.

Из условия прочности находим требуемый момент сопротивления:

76,6732*105 /1,12*2400*1,1=2593,114 см³.


Зная Wтр = 2593,114 см³, выбираем номер двутавра, ближайший номер профиля с избытком, Wx ? Wтр и выписываем из сортамента для него характеристики:

Двутавр 70БС:

h=693 мм=230 мм=11,8 мм=15,2 мм

Площадь сечения А=153,05 см2

Ix=114187 см4

Wx=3295,5 см3

Sx=1913,1 см3

ix=27,31 см

Iy=3097,7 см4

Wy=269,4 см3

iy=4,5 см

По толщине полки выбранного двутавра уточняем значение Ry и коэффициента С1:y=240 МПа;

С1 = 1,0616 - находим с помощью интерполяции в зависимости от отношения Af/Aw.

Проверка на прочность балки:


;


у = 76,6732*105 /1,0616*3295,5=2191,6 кг/см2<2400 кг/см2

Проверка выполняется.

Общая устойчивость балок обеспечена за счет монолитной железобетонной плиты.

Проверку деформативности (жесткости) балок производим от действия нормативных нагрузок: при равномерно распределенной нагрузке для однопролетных схем можно воспользоваться формулой:


f/l = 5*qн*l3/(384*E*Ix) ? [f/l].

/l=5*58,991 *63/(384*2,06*108*114187*10-8)=0,00071<0,005.

Где f/l - относительный прогиб балки,

[f/l]=1/200 - предельно допустимый прогиб, определяется по (2).


4.2 Расчет главной балки


Главная балка шарнирно опирается на колонны. Нагрузкой являются опорные реакции второстепенных балок, так сил в пролете больше 4, то можно принять нагрузку как равномерно распределенную:


(q+p)г.б. = (q+p)*а*1,05=25,06*1,05*9,3=244,711 кН/м,


где а - шаг главных балок, 1,05 - коэффициент учета собственного веса.


Мmax = qг.б*L2/8

Qmax = qг.б*L/2


Мmax=244,711*172/8=8840,181 кН*м

Qmax=244,711*17/2=2080,04 кН

Также вычислим усилия М1 и Q1 в трети пролета балки:


М1=Va*L/3 -qг.б.*L/3*L/7 = 3367,689 кН*м

Q1= Va - qг.б.*L/3 = 693,344 кН


Поперечное сечение назначается в виде сварного симметричного двутавра из трех листов. По (1) принимается сталь С255 с Ry=240 МПа и коэффициент условий работы гc=1.

Компоновка сечения связана с определением габаритных размеров и толщины поясов и стенки.



Высота сечения определяется из условия прочности и минимального расхода стали:


hопт = 1,15* ?Wтр/tw

где Wтр=Mmax/(Ry*гc)

тр=884,0181*105 /(2400*1)=36834,088 см³

Толщина стенки tw вычисляется по приближенной эмпирической формуле:


tw=[7+3*h(м)] мм.=0.1*L

=0.1*17=1,7 м>1,3


hопт=3?Wтр* лw

лw= hef/tw=0,97*1,7/0,0121=136,281


hопт = 3 ?36834,088 *136,281= 171,222 см =180 см

Из условия требуемой жесткости:


hmin=(5/24)*(Ry*L/Е)*[L/f]*(M н max/Mmax),

нmax - максимальный момент в балке от действия нормативных нагрузок:

Mнmax = 203,551*172/8 = 7353,295 кН*м,

[L/f] - величина, обратная предельно допустимому прогибу [f/L]=1/300 (2),min=(5/24)*(240*17/2,06*108)*300*(7353,295 /8840,181)=103 см=105 смmin=105 см=180 см.

Толщина стенки из условия прочности на срез:


tw > 1.5*Qmax/(hef*Rs*гc)


hef=0,97*1,8=1,746 мs - расчетное сопротивление стали сдвигу по (1):


Rs=0.58* Ryпyп = Ry = 240 МПа

s=0.58* 240=139,2 МПа=1392 кг/см2

tw =1.5*208,004*103 /(174,6*1392*1)=12,83 мм с учетом сортамента берем 14 мм

Ширина пояса балки:

f =(1/3:1/5)*h=(1/3:1/5)*1,8=360 мм


Толщина пояса из условия прочности:


tf = 2*(Imp*x - Imp*w)/(h²*bf),


где Imp*x=Wmp*h/2 - требуемый момент инерции балки,mp*w=tw*h³ef/12 - требуемый момент инерции стенки балки.

Imp*x=36834*180/2=3315060 см4

Imp*w=1,4*174,6³/12=620982,71 см4

tf = 2*(3315060 -620982,71)/(180²*36)=4,619 см с учетом сортамента берем 50 мм

Ограничения: bf ? 16 см, tf ? (2-3) tw выполняются.

Для вычисления значений bf и tf должно выполняться условие устойчивости сжатого пояса:f/tf ? ?(E/Ry), 36/4,619 =7,79; ?(2,06*105/240)=29,58,

,79<29,3.

Для скомпонованного сечения вычисляем его точные характеристики:


A, Ix, Wx, Sx (1):f=2*(Ix - Iw)/h=2*(3315060 -620982,71)/1802=166,3 см2


Aw=174,6*1,4=244,44см2


A = Aw+ 2*Af =244,44+2*166,3 =577,04см2x=tw*h3w/12+2[bf*t3f/12+bf*tf*((hw+tf)/2)2]=1,4*174,63/12+2*(36*53/12+36*5*89,82)=3524787,11см4

Wx = Ix*2/h = 2*3524787,11/180=39164,30см3x = 2* Af*yc = 21498,903 см3.


Проверяем прочность главной балки:


у=Mmax/Wx < Ryc

ф=Qmax*Sx/Ix*tw < Rsc


у=884,0181*105 /39164,30=225,72 МПа < 240 МПа

ф=208,004*103 *21498,903 /(3524787,11*1,4) =90,62 МПа < 139,2 МПа.

Проверяется прочность стенки на совместное воздействие у и ф, расчетное сечение в трети пролета.


1І+3*ф1² < 1.15*Ryc


где у1 =(M1/Wx)*(hef/h); ф1 = Q1*Sx/(Ix*tw)

у1 = 336,7689*105 *174,6/39164,30*180 = 83,4 МПа

ф1 = 69,3344*103 *21498,903 /(3524787,11*1,4) = 30,206 МПа

?83,4 ²+3*30,206 ² = 98,45 МПа < 276 МПа.

Устойчивость главной балки обеспечена за счет того, что верхний сжатый пояс раскреплен монолитным железобетонным настилом.

Проверка стенки на местную устойчивость:

В соответствии с (1) устойчивость стенки обеспечена при условной гибкости:


лw= hef /tw*?Ry/E ? 3,5.


Перед проверкой необходимо уточнить шаг ребер жесткости и их размеры.

Поперечные ребра жесткости ставятся в местах опирания второстепенных балок.

Ширина ребра:


bh > hef /30+40 мм = 1746/30+40=98,2 мм=100 мм


Принимаем bh=100 мм.

Толщина ребра:


ts ? 2* bh?Ry/E = 2*10*?2400/2,06*106 = 0,68=8 мм.


Условная гибкость:

лw=1,746/0,014?240/2,06*105 = 4,26; 4,26>3,5

Местная устойчивость стенки:


?(у1cr) І+(ф1cr)² ? гc


у1 = 83,4 Мпа ф1 = 30,206 МПа

уcr и фcr - критические значения напряжений по (1, п. 7.4)


МПа,


где коэффициент ccr принимать по табл. 21 в зависимости от коэффициента


д = в*bf /hef *(tf /t)3,


в=0,8 по табл. 22.


лef =d /t *?Ry /E =1,746/0,014*?240/2,06*105 = 4,26,


где µ - отношение большей стороны пластинки к меньшей, d=hef.

МПа.

Проверка выполняется.

Расчет узла сопряжения главной и второстепенной балок: балки сопрягаются в одном уровне на сварке. По (1, табл. 55*) принимаем электроды Э42А с расчетным сопротивлением Rwf=180 МПа.

Нагрузкой на сварной шов узла является опорная реакция второстепенной балки= Qmax =329,773 кН от расчетной нагрузки.

Проверка сварного шва на прочность:


фш1=V/(вf*kf*lw)<Rwf*гwf*гc,


где вf = 0,7 - коэффициент проплавления шваf - катет сварного углового шва, 6 мм

гwf - коэффициент условий работы шва по (1, п. 11.2), равный 1

расчетное сопротивление сварного углового шва угловому срезу.w=hef1 - 10 мм=174,6 - 1 = 173,6 см - расчетная длина шва.

фш1=32,9773*103 /(0,7*0,6*173,6) = 45,2 МПа

wf*гwf*гc = 180*1*1 =180 МПа


,2 МПа < 180 МПа.


фш2=V/(вz*kf*lw)<Rwz*гwz*гc,


где вz = 1, гwz =1wz = 0,45 Run = 175 МПа (табл. 3)un по (1, табл. 51) = 380 МПаwz - расчетное сопротивление угловых швов срезу по металлу границы сплавленияun - временное сопротивление стали разрыву

фш2=32,9773*103 /(1*0,6*173,6)=31,66 МПаwz=166,5 МПа

,66 МПа < 175 МПа.


4.3 Расчет колонны рабочей площадки


Колонны проектируем в виде двутавра в жестком сопряжении с фундаментами в плоскости главных балок

Сила, сжимающая колонну:

=2*k*V,


Где V - опорная реакция главной балки от расчетных нагрузок 2080,04 кН,=1,02 - коэффициент, учитывающий собственный вес колонны.=2*1,02*2080,04 =4243,282 кН.

Геометрическая длина колонны:


lk = H - (tпл+h)+hф,


Где Н - отметка верха железобетонной плиты, 9,5 мпл - толщина плиты, 0,250 м- высота главной балки, 1,8 мф - величина заглубления верха фундамента относительно уровня чистого пола, 0,6 м.

lk = 9,5 - (0,250+1,8)+0,6 = 8,05 м.

Расчетная длина колонны в плоскости главных балок:

ef*x x* lk


где µx - коэффициент расчетной длины по (1, табл. 71а) = 1ef*x =1*8,05 = 8,05 м.

Расчетная длина из плоскости главных балок зависит от системы связей и определяется как расстояние между точками закрепления колонны связями:


lef*y y* lk /2 = 1*8,05 /2 = 4,025 м,


где µy = 1.

Сталь для колонны по (1) - С245, Ry=240 МПа, гc = 1.

Поперечное сечение колонны - прокатный двутавр с параллельными гранями полок по СТО АСЧМ 20-93 (3). Сечение подбирается из условия:


Aтр > N/(ц*Ryc).


При лзад =70 по (1, табл. 72) ц = 0,754 - коэффициент продольного изгиба,

Атр=424328,2 /(0,754*2400*1)=234 см².


Bf=iy/0,24=5,75/0,24=23,96 см

iy= lef*y/ лзад=402,5 /70=5,75 см

ix= lef*x/ лзад=805/70=11,5 см

h= ix/0,42=11,5/0,42=27,38 см


Принимаем двутавр 40К3:

A=254,87 см²=406 мм=403 мм=16 мм=24 ммx = 17,5 см, iy = 10,14 см.x=3844,4 см3, Wy=1300,2 см3,x=78041 см4, Iy=26199 см4

Проверка на устойчивость:


у = N/(ц*A) < Ryc

лx = lef*x/ix = 805 /17,5 =46

лy = lef*y/iу = 402,5/10,14 = 39,69.


Принимаем ц=0,695 для л=46

у =424328,2 /(0,870*254,87)=191, МПа < 240 МПа.

Проверка на гибкость:


лx = lef*x/ix < [л]

лy = lef*y/iу < [л]


[л] - предельное значение гибкости для колонн (1, табл. 19):

[л]=180-60*б = 180 - 60*0,998 = 120,11


б=N/(ц*Б*Ry*гc) =424328,2 /(0,695*254,87*2400)=0,998


<120,11;

,69<120,114.

Конструирование и расчет оголовка колонны:

Толщина опорной плиты - 20 мм.

Габаритные размеры плиты определяются размерами сечения колонны и шириной опорного ребра главной балки bp.

Высота вертикальных ребер жесткости назначается из условия прочности сварных швов, прикрепляющих ребра к колонне:

s > N/(4*вf*kf*Rwfwfc)

f =11 мм - назначается по толщине стенки колонны

вf = 0,87 по (1) для полуавтоматической заводской сваркиwf = 180 МПа

гwf =1s = 424328,2 /(4*0,7*1,1*1800*1*1) = 76,54 см

Конструктивно hs > 0,6*h, где h - высота сечения колонны, в то же время

s <85* вf*kf


0,6*40,6= 24,36; 85*0,7*1,1 = 65,45 см

,54>24,36

,54>65,45 поэтому принимаем hs равной 65,45 см

Ширина bs и толщина ts вертикальных ребер назначаются из условия прочности при смятии торца ребра под нагрузкой от главных балок:


у = N/ts*bs < Rpc


где bs = bр+2*t, t - толщина опорной плиты колонныs = 360+2*20 =400 ммp = 327 МПа - расчетное сопротивление стали смятию торцевой поверхности по (1, табл. 52*)


ts = N/Rp* гc*bs = 424328,2 /3270*1*40 =32,4 мм.s ?1,5* N/2*Rs* гc*hs = 1,5*424328,2 /2*1392*1*65,45 =34,93 мм.

s =36 мм

ф?1,5*N/2* ts* hs=1,5*424328,2 /2*3,6*65,45=135,07 МПа

,07 ?139,2


ф =1,5*N/2* tw* hs? Rs* гc


ф =1,5*424328,2 /2*1,6*65,45=303,9 МПа

tw=16 мм

,9 ?139,2 стенка колонны в пределах оголовка не проходит проверку на срез, поэтому выражаем необходимую толщину стенки

tw =1,5*N/2* Rs* гc * hs= 1,5*424328,2/2*65,45*1392*1=34,93 мм принимаем толщину стенки колонны в пределах оголовка равной 36 мм

Расчет базы колонны:

Принимаем жесткое опирание колонны на фундамент.

Расчетными параметрами базы являются размеры опорной плиты. Размеры опорной плиты определяем из условия прочности бетона фундамента в предположении равномерного распределения давления под плитой.

Ширина плиты:


Впл = bf+2*(tmp+c)

mp = 10 мм - толщина траверсы= 60 мм - ширина свеса.

Впл =40,3+2*(1+6)=54,3 см берем 55 см

Длина плиты определяется из условия прочности бетона под плитой:

пл = N/Rф,


где Rф = 1.2*Rпр.б - прочность бетона фундамента, зависящая от призменной прочности бетона Rпр.б, которая принимается по классу прочности бетона (3, табл. 6.7) и равна 8,5 МПа для бетона марки В15.пл - площадь опорной плиты.ф = 1,2*8,5= 10,2 МПа

Апл=424328,2/102 = 4160 см²

Длина опорной плиты Lпл > Апл/Bпл должна быть достаточной для размещения и крепления колонны. В то же время для базы желательно выполнение условия Lпл/Bпл = 1-1,3.пл=4160/55 =75,64 см. Принимаем Lпл=76 см.пл/Bпл=76/ 55=1,38.

Толщину опорной плиты tпл определяют из условия ее прочности при работе на изгиб, как пластины, нагруженной равномерной нагрузкой - отпором фундамента. Сечением колонны, траверсами и ребрами жесткости плита в плане разбита на участки. Есть участки, опертые по четырем сторонам, по трем и консольные. В каждой пластинке вычисляется изгибающий момент как в балке:


М4 = б*уб²

М3 = в*уб1²

М1 = уб²/2


где б и в - коэффициенты, зависящие от отношения b/a и определяемые по таблицам Галеркина (3, табл. 6.8, 6.9) уб = N/(Lпл*Bпл) - напряжение в бетоне фундамента под плитой а, а1, и с - размеры пластинок.

уб =q=424328,2/76*55=101,51 кг/см2

Тип 1:

с=0,06 м

М1 = 101,51 *6²/2=1827,25 кг*см;

Тип 3:


b1=(L-h)/2=(76-40,6)/2=17,7


a1=40,3

b1 / а1 = 0,439 в=0,06

М3 =0,06*101,51 *40,3 ²=9891,68 кг*см;

Тип 4:


a = (а1-tw)/2=(40,3-1,6)/2=19,35


b / а = 1,85 ? б=0,09789

М4 = 0,09789*101,51 *19,35²=3720,57 кг*см;

По максимальному моменту M3=9891,68 кг*см считаем толщину плиты:

пл > ?6*Ммах/(Ryc)

пл =?6*9891,68 /(2400*1)=49,73 мм принимаем толщину плиты равную 50 мм

Высота траверсы базы колонны hтр:

тр > N/(4*вf*kf*Rwfwfc)

f =10 мм - назначается по толщине траверсы

вf = 0,9 по (1) для полуавтоматической заводской сваркиwf = 180 МПа

гwf =1тр = 424328,2/(4*0,9*1*1800*1*1)+1 = 664,83 ммтр?85* вf*kf=85*0,9*10=765 мм

,83 ?765


5. Расчет фермы покрытия


Ферма шарнирно опирается на колонны каркаса здания сверху. Нагрузка на ферму приложена в узлах верхнего пояса:

= (q+p)табл*B*lп


где (q+p)табл - расчетное значение нагрузки, 6,385 Кн/м²- шаг ферм, 9,3 м

lп - длина панели верхнего пояса, 3 м= 6,385*9,3*3=178,14 кН.

Пролет фермы 36 м, высота фермы по наружным граням поясов hф=3150 мм, а по осям поясов h0=3100 мм.

Усилия в стержнях фермы находятся методами строительной механики.


5.1 Подбор сечений стержней фермы


Согласно заданию сечения поясов стропильных ферм и решётки - парные уголки, составленные тавром. Расчётные усилия в стержнях фермы приведены в табл. 5.1. Расчётные длины стержней ферм принимаются по табл. 11 [6].

Так в плоскости ферм для поясов и опорных раскосов расчётные длины равны расстоянию между узлами - lef, x = l. Для прочих элементов решётки ферм с узловыми сопряжениями на фасонках - lef, x = 0,8?l, при прикреплении решётки к поясам впритык - lef, x = 0,9?l (бесфасоночные фермы с поясами из труб).

В направлении перпендикулярном плоскости фермы (из плоскости фермы) для опорных раскосов и элементов решётки ферм с узловыми сопряжениями на фасонках - lef, y = l, для элементов решётки ферм при прикреплении решётки к поясам впритык - lef, y = 0,9?l (бесфасоночные фермы с поясами из труб).

Для поясов расчётные длины из плоскости зависят от компоновки связей в шатре. В курсовом проекте шаг узлов верхнего пояса, закреплённых от смещения из плоскости, составляет 6 м, поэтому lef, y = 6 м.

Для приопорных стержней нижнего пояса lef, y = 6 м (ввиду наличия продольных горизонтальных связей по нижним поясам ферм).

Для прочих стержней нижнего пояса наибольшая расчетная длина при отсутствии распорки посередине пролёта lef, y = L - 12 м, при наличии - lef, y = (L - 12)/2 м, где L - пролёт фермы. Необходимость распорки проверяется ограничением гибкости нижнего растянутого пояса из плоскости. При кранах режимов 1К…6К предельная гибкость [л] растянутых элементов ферм равна 400.

Предельные гибкости сжатых поясов и опорных раскосов вычисляются по формуле [л] = 180 - 60б, где б = N/(цARyгc), причем б?0,5. Здесь N - усилие в стержне,

ц - коэффициент продольного изгиба, А - площадь поперечного сечения стержня, Ry - расчётное сопротивление стали по пределу текучести, гc - коэффициент условий работы.

Для прочих сжатых элементов решётки [л] = 210 - 60б.

Наименьший профиль, рекомендуемый для применения в фермах, - уголок 50х5. Пояса ферм пролётом 24 м принимать постоянного сечения. Стропильные фермы разбивают на отправочные марки длиной 12…15 м. При этом в пределах одной отправочной марки сечения поясов не меняются.

Подбор сечений следует начинать со сжатых поясов для стержней с наибольшими усилиями. После этого подбирают элементы нижнего пояса и решетки. Алгоритмы подбора стержней, работающих на осевые силы, приведены ниже. Сортамент профилей приведён в [1, 4, 5], сортамент тавров - в приложении 3. При малой величине усилия сжатого стержня его сечение подбирают по предельной гибкости, для чего вычисляют требуемые радиусы инерции iх,тр=lef, x/[л] и iу,тр=lef, у/[л] и далее по сортаменту принимают сечение так, чтобы iх ? iх,тр и iу? iу,тр. Под малой величиной усилия следует понимать усилие меньше предельного усилия для сечения, скомпонованного из уголков наименьшего размера (50x5). Сечения растянутых стержней с усилиями, меньшими несущей способности двух уголков минимального размера, равной AminRy, принимают конструктивно, если они удовлетворяют предельной гибкости на растяжение.

Толщину фасонок следует выбирать в зависимости от действующих усилий по табл. 5.2. Подбирать сечения стержней фермы удобно в табличной форме без промежуточных вычислений (табл. 5.3). Такая таблица позволяет выполнить расчет в наиболее компактной форме и в то же время служит контролем учета всех факторов расчета.

Определив необходимые сечения всех стержней фермы, нужно проследить, чтобы стержней различных калибров было не слишком много. Если в фермах пролетом 24 м их окажется больше пяти - шести, а в фермах пролетов 30, 36 м больше семи - девяти, то близкие сечения унифицируются, т.е. принимаются по большему сечению.

Алгоритм подбора сечений сжатых стержней фермы:

1. Выбор типа сечения стержня и марки стали.

. Определение расчетных длин стержня в плоскости lef, x и из плоскости фермы lef, y (см. выше).

. Вычисление требуемой площади сечения стержня Атр= N/(цRyгc), где коэффициент продольного изгиба ц принимается по гибкости л = 80…100 для поясов, опорных раскосов и стоек и л = 100…130 - для остальных сжатых стержней решетки по [6, табл. 72]; Ry - определяется по [6, табл. 51*, 51а], гс - коэффициент условий работы элемента по [6, табл. 6*], все эти величины можно найти в приложениях [1, 4, 5].

. Выбор сечения стержня по сортаменту.

. Определение геометрических характеристик подобранного стержня:

А, ix, iy.

. Определение гибкостей: лx= lef, x/ ix, лy= lef, y/ iy.

. Проверка гибкостей стержня в плоскости и из плоскости фермы:


лx? [л], лу? [л].


. Проверка устойчивости стержня:


s = N/(цminА)?Ryгc,


где цmin - коэффициент, соответствующий максимальной гибкости (большей из лx и лу), он и гc определяются как по п. 3 алгоритма. Ry уточняется в зависимости от толщины полок и стенок стержня.

Обратим внимание на то, что гc сжатых стержней ферм при проверке устойчивости для труб равен 1, для прочих - 0,95, кроме сечений стержней решётки (не считая опорных) из парных уголков, составленных тавром, при гибкости ? 60, в этом случае гс = 0,8.

Алгоритм подбора сечений растянутых стержней фермы:

1. Выбор типа сечения стержня и марки стали.

. Определение расчетных длин стержня в плоскости lef, x и из плоскости фермы lef, y (см. выше).

. Вычисление требуемой площади сечения стержня Атр= N/(Ryгc), где гс=0,95 для сварных конструкций.

. Выбор сечения стержня по сортаменту.

. Определение геометрических характеристик подобранного стержня:

А, ix, iy.

. Определение гибкостей: лx= lef, x/ ix, лy= lef, y/ iy.

. Проверка гибкостей стержня в плоскости и из плоскости фермы:

лx? [л], лу? [л].

. Проверка прочности стержня:

s = N/Аn?Ryгc,


где Аn - площадь сечения стержня с учётом ослаблений (у сварных ферм ослаблений нет).

Подберём стержни в ферме по примеру расчёта. Сталь С245 по ГОСТ 27772-88*. Расчетное сопротивление стали по пределу текучести при толщинах проката до 20 мм - Ry=24 кН/см2. Фасонки фермы примем из стали С255 по ГОСТ 27772-88*. Толщины фасонок верхнего пояса назначаем 12 мм, а нижнего - 14 мм (в соответствии с усилиями в раскосах и с учётом толщин стенок тавров, к которым привариваются фасонки). Поэтому радиусы инерции сечений из парных уголков будем определять исходя из зазора между уголками 12 мм.

Сечение стержней фермы было подобрано в SCAD.

Расчет узла фермы.

В опорном узле необходимо назначить размеры опорного ребра и проверить его прочность:


ур = V / bp*tp ? Rрc,


где ширина ребра bp определяется поперечным сечением нижнего пояса или опорного раскоса и размещением болтов, закрепляющих ферму к надколонной стойке. Принимаем 6 болтов М20, которые ставят в отверстие диаметром d =23 мм. Минимальное расстояние от оси болта до края элемента 2d, расстояние между осями болтов по высоте ребра не менее 2,5d. Толщина ребра tp =14 мм, Rр = 327 МПа (1 табл. 52*), гc=1. Назначаем bp = 198 мм.

,31 / 0,198*0,014 ? 327,

,5 МПа<327 МПа.

Для ферм из труб в узле нижнего пояса (в монтажном стыке на фланцах) необходимо определить количество болтов и проверить прочность сварных швов, прикрепляющих фланец к поясу.

Болты во фланцевом соединении нижнего пояса работают на растяжение. Принимаем высокопрочные болты диаметром 20 мм, марка стали 40Х «селект».

Количество болтов:


n ? N/Nbt* гb* гc = 897,078/134,75*0,9*1 = 7,38.


где Nbt - несущая способность соединения с одним болтом при работе на растяжение;

гb - коэффициент, учитывающий неравномерную работу многоболтового соединения; гb =0,9.


Nbt = Rbt*Abn = 550*2,45*10-4 = 134,75 кН.


Rbt = 0,5* Rbun = 0,5*1100 = 550 МПа - прочность металла болта при работе на растяжение (1, табл. 5*), где Rbun = 1100 МПа (1, табл. 61*);

Abn = 2,45 см2 - площадь сечения болта нетто, [1], табл. 62*.

Принимаем 8 болтов.

Проверка прочности сварных швов по фланцу:


фf1=N1 / (вf*kf*lw)<Rwfwfc, фf1=N2 / (вf*kf*lw)<Rwfwfc,


где lw - расчетная длина шва, равная периметру поясной трубы минус 10 мм на непровар;

вf = 0,7 - коэффициент проплавления шваf - катет сварного углового шва, 6 мм

гwf - коэффициент условий работы шва по (1, п. 11.2), равный 1.

расчетное сопротивление сварного углового шва угловому срезу.w1=90*4 - 10 = 350 мм; lw2=110*4 - 10 = 430 мм;

N1=1123,333 кН; N2=897,078 кН.

,333/0,7*0,006*0,35?180*1*1; 897,078 /0,7*0,006*0,43?180*1*1;

,170>180; 496,721>180.

Фланец усиливаем ребрами жесткости.

балочный колонна здание нагрузка

Список литературы


1. СНиП II-23-81*. Стальные конструкции. - М.: ФГУП ЦПП, 2005. - 90 с.

. СНиП 2.01.07-85. Нагрузки и воздействия / Госстрой СССР. - М.: ЦИТП Госстроя СССР, 1990. - 96 с.

. МК. Элементы стальных конструкций: в 3 т. / В.В. Горев, Б.Ю. Уваров, В.В. Филипов и др. - М.: Высш.шк., 1997. - Т.1. - 528 с.

. Бирюлев В.В. Проектирование МК с замкнутыми сечениями: учеб. пособие / В.В. Бирюлев, А.А. Кользеев. Новосибирск: НИСИ им. Куйбышева, 1988. - 88 с.

. Кользеев А.А. МК. Расчет сжатых стержней в примерах: учеб. пособие / А.А. Кользеев. - Новосибирск: НГАСУ, 1999. - 84 с.

. Методические указания по выполнению курсовой работы для студентов специальностей 270115 и 270114 Металлические конструкции, Новосибирск: НГАСУ, 2005. - 52 с.

. Металлические конструкции (Вопросы и ответы) / В.В. Бирюлев, А.А. Кользеев, И.И. Крылов и др.; Под общей редакцией В.В. Бирюлева.-М.: Издательство Ассоциации строительных высших учебных заведений, 1994.



1. Исходные данные Район строительства: 7 Пролёт главных балок L=17 м Высота от пола до верха площадки Н=9,5 м Временная (технологическая) нагру

Больше работ по теме:

КОНТАКТНЫЙ EMAIL: [email protected]

Скачать реферат © 2018 | Пользовательское соглашение

Скачать      Реферат

ПРОФЕССИОНАЛЬНАЯ ПОМОЩЬ СТУДЕНТАМ