Определение расчетных нагрузок на раму.

Постоянные расчетные нагрузки

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

q= q^’*В = 2,39*6 = 14,34 кН/м;

где В – шаг колонн.

Опорное давление ригеля

F_q = q*L/2 = 14,34*27/2 = 193,59 кН

2. 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

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

на уровне низа колонны

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

5. Опорное давление ригеля от снеговой нагрузки.

 

 

6. Ветровая нагрузка. Нормативный скоростной напор ветра для г. Амдерма q₀=0,73 кПа. Эквивалентный равномерно распределённый скоростной напор ветра q_0,экв до уровня низа ригеля.

 

 

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

7. Расчётная нагрузка на 1м длины колонны:

от активного давления

от отсоса:

в зависимости от

8. 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 е_к=0,5b_н=0,5*1500=750мм=0,75м.

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:I_Р=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/п	Наименование	Обозначение	Ед.изм.	Расчетные значения
1.	Высота нижней части колонны	hн	м	12,2
2.	Высота верхней части колонны	hв	м	5,4
3.	Пролет здания	l	м	27,00
4.	IH/IB	n	-	14,4
5.	IP/IB	m	-	29,29
6.	Шатровая нагрузка	qш	кН/м	14,34
7.	Снеговая нагрузка	qсн	кН/м	14,4
8.	эксцентриситет	е1	м	0,5
9.	эксцентриситет	е2	м	0,75
10.	Максимальное давление кранов	Dmax	кН	1205,48
11.	Минимальное давление кранов	Dmin	кН	397,33
12.	Коэффициент пространственной работы	aпр	-	0,466
13.	Поперечная тормозная сила	Тmax	кН	43,68
14.	Высота подкрановой балки	hб	м
15.	Ветровая нагрузка на раму с наветренной стороны	qa	кН/м	4,2
16.	Ветровая нагрузка на раму с заветренной стороны	qп	кН/м	3,15
17.	Сосредоточенная ветровая нагрузка с наветренной стороны	Wa	кН	76,13
18.	Сосредоточенная ветровая нагрузка с заветренной стороны	Wп	кН	57,1

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.

J_н/J_в n= 14.400000

J_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.

q_n= 3.150000 кН/м.

Wa = 76.130000 кН.

Wn = 57.100000 кН.

Результаты расчета:

Нагрузка 1 2 3 4 5

------------------------------------------------------------------------

Постоянная M 155.07 41.26 -55.53 -105.90 -105.90

Q -9.33 -9.33 -9.33 -9.33 9.33

N -193.59 -193.59 -193.59 -193.59 -193.59

------------------------------------------------------------------------

Снеговая M 155.72 41.00 -55.76 -106.35 -106.35

Q -9.37 -9.31 -9.37 -9.37 9.37

N -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 N 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 N 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

N 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

N -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 I_в / I_н = 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

l _x1 = m₁ l ₁ и l _x2 = m₂ l ₂.

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 = I₂ l ₁ / I₁ l ₂ и a₁.

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

Так как Н_в/Н_н = l ₂ / l ₁ = 5400 / 12200 = 0,443 и I_в/I_н = 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

l _x1 = m₁ l ₁ = 2*12,2 = 24,4 м;

для верхней l _x2 = m₂ l ₂ = 3*5,4 = 16,2 м.

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

l _y1 = H_н = 12,2 м; l _y2 = Н_в – h_б = 5,4 – 0,755 = 4,645 м

4.2. Подбор сечения верхней части колонны.

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

Требуемую площадь сечения определим по формуле:

А_тр = N/(j_вн×R×g)

Для симметричного двутавра

i_x » 0.42×h = 0,42×50 = 21 см; r_х » 0,35×h = 0.35×50 = 17,5 см;

m_x = e_x / r_x = 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 А_п/А_ст=1, тогда

m_1x = h× m_x = 1,18×8,89 =10,49

По прил. 8 [1] l_х =3,02 и m_1х =10,49; j_вн = 0,110; А_тр = 389,92/(0,11×31,5) » 112,531 см².

Компоновка сечения:высота стенкиh_ст = h_в – 2t_п = 50-2*1,4 =47,2см (принимаем предварительно толщину полок t_п = 1,4 см).

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

h_ст / t_ст £ (0,9+0,5l) = (0,9+0,5×3,02) =61,63

t_ст ³ 47,2/61,63 = 0,77 см

Принимаем t_ст = 0,8 см

Требуемая площадь полки

А_п.тр= (А_тр –А_ст)/2 = (112,53 -0,8*47,2)/2 = 37,39см²

Из условия устойчивости верхней части колонны из плоскости действия момента ширина полки b_п ³ l _y2 / 20 = 4,4645/20=0,23м.

из условия местной устойчивости полки по формуле

b_св / t_п £ (0,36+0,1 ) = (0,36+0,1×3,02) =16,72

Принимаем

b_п = 34см > l _y2 / 20 =23см; t_п = 1,4 см; А_п = 34*1,4= 47,6 см² > А_п.тр=42.35см²;

Геометрические характеристики сечения.

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

; ;

 

i_x = см; i_y = см

1.Проверка устойчивости верхней части колонны в плоскости действия момента

;

m_x = M_x/(N×r_x) = 60685/(389,92×19,02) = 8,18; A_п /A_ст = 1,4×34/(0,8×47,2) = 1,26 > 1

Значение коэффициента h определяем по приложению 10 [1] при A_п /A_ст = 1:

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

m_1x = m_x×h = 1.34×8.18 =10.96; j_вн = 0,107

s = N/(j_вн×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

; j_y = 0,791 [1, прил.7]

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

кН×м

По модулю М_х ³ М_max/2 = -606.85/2 =-303.43 кН×м;

m_x = M_x×A/N×W_x = 36692×132.96/389.92×2528.9 = 4,95<5

При m_x < 5 коэффициент “с” учитывающий влияние момента М_х при изгибно-крутильной форме потери устойчивости определяется по формуле:

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

a=0,65+0,05×m_x=0,65+0,05×4.95=0.90;l_с=3,14 ; b =1

c = 1/(1+0,9*4,88)=0,19

Поскольку h_ст/t_ст = 47.2/0,8 = 59< 3.8 97.18, 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 h_н = 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 = h_н - z₀ = 150 – 5 = 145 см

см; у₂ = h₀ – y₁ = 145 – 83,43 = 61,57 см

Определяем усилия в ветвях:

В подкрановой ветви N_в1 = N₁ = 1345,6 кН

В наружной ветви N_в2 = N₂ = 1561 кН

Определяем требуемую площадь ветвей и назначаем сечение.

Для подкрановой ветви А_в1 = N_в1 /jRg; задаемся j = 0,7 0; R = 315 МПа = 31,5 кН/см² (сталь 345, фасонный прокат), тогда А_в1 = 2134,84 / 0,7×31,5 =96,82см²

По сортаменту [1, прил.14] подбираем двутавр 40Б3: А_в1 =73,4 см², i_x1 =3,68 см, i_y =16,7 см, h=402.4мм.

Для наружной ветви А_в2 = 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 t_ст = 14 мм; высота стенки из условия размещения сварных швов h_ст = 425 мм.

Требуемая площадь полок

А_п = (А_в2 – t_стh_ст)/2 = (96,82 – 1,4×42,5)/2 = 18,66см².

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

Принимаем b_п =26 см, t_п = 1,4 см, А_п = 36,4см².

Геометрические характеристики ветви:

А_в2 = 1,4 × 42,5 + 2 × 36,4= 132,3 см²;

z₀ = (1,4×42,5×0,7 + 36,4×2×14,4)/ 132,3= 8,24 см;

I_x2 = 1,4×42,5×7,54² + 2×1,4×26³/12 + 36,4×2×6,16² = 3368,8 см⁴;

I_y = 1,4×42,5³/12 + 36,4×18,88²×2 = 34905,87 см⁴;

= ; = .

Уточняем положение центра тяжести сечения колонны:

h₀ = h_н – z₀ = 150 – 8,24 = 141,76 см;

у₂ = 141,76 – 91,18 = 50,58 см.

Определяем усилия в ветвях:

В подкрановой ветви N_в1 = N₁ = 1345 1413,38кН

В наружной ветви N_в2 = N₂ = 1561 кН

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

Подкрановая ветвь: l_у = l_у/i_у = 1220/16,7 = 73,05; j_у = 0,666;

s = N_в1/j_уА_в1 = 1413,38/(0,666×73,4) = 28,91 кН/см² < 31,5 кН/см²

Недонапряжение:

Наружная ветвь: l_у = l_у/i_у = 1220/16,24 = 75,12; j_у = 0,648;

s = N_в2/j_уА_в2 = 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:

l_х1 = l_в1/i_х1 = l_у = 73,05; l_в1 = 73,05× i_х1 =39,43×3,68 = 268,82 см

Принимаем l_в1 = 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: l_х1 = 228/3,68 = 65,52; j_х = 0,726;

s = N_в1/j_хА_в1 = 1413,38/(0,726×73,4) = 26,52 кН/см² < 31,5 кН/см²

Для наружной ветви: l_х2 = 228/5,05= 45,16; j_х = 0,848;

s = N_в2/j_хА_в2 =2268,97 /(0,848×132,3) = 20,22 кН/см² < 31,5 кН/см²

Расчет решетки подкрановой части колонны.Поперечная сила в сечении колонны

Q_max = -202,76 кН.

Усилие сжатия в раскосе

N_р = Q_max/2sina = 202,76/(2×0,8) = 126,73 кН

sina = h_н/l_p = 150/ = 0,8; a » 53°

Задаемся l_р = 100; j = 0,454.

Требуемая площадь раскоса

А_р.тр. = N_р/(jRg) = 126,73/(0,454×31,5×0,75) = 11,82 см²;

R = 31,5 кН/см² (фасонный прокат из стали С345); g = 0,75 (сжатый уголок прикрепляемый одной полкой)

Принимаем ∟100х7.

А_р = 13,8 см²; i_min = 1,98; l_max = l_p/i_min = 187,5/1,98 =94,70;

l_p = h_н/sina = 150/0,8 = 187,5см; j = 0,493

Напряжения в раскосе

s = N_p/(jA_p) = 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 = А_в1 + А_в2 = 73,4 + 132,3 = 205,7 см²;

I_x = А_в1у²₁ + А_в2у²₂ = 73,4×91,18² + 132,3×50,58² = 948700см⁴

i_x = см; l_х = l_x1/i_x = 2440 / 67,91 = 35,93;

Приведенная гибкость:

l_пр =

Коэффициент a₁ зависит от угла наклона раскосов – при a = 45…60° можно принять a₁ = 27; А_р1 = 2×А_р = 2×13,8= 27,6 см² – площадь сечения раскосов по двум граням сечения колонны.

`l_пр = l_пр =38,63 = 1,51

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

m = ;

j_вн = 0,372; s = N₂ / (j_вн×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 = ;

j_вн = 0,316; s = N₂ / (j_вн×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*)

2.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.

1-ая комбинация M и N:

наружная полка

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

внутренняя полка

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

Толщину стенки траверсы определяем из условия смятия:

t_тр ³ D_max / l_см×R_см.т×g = 1205,48 / (42×35) = 0,82;

где l_см = b_ор + 2t_пл = 38 + 2×2 = 42 см; R_см.т = 352,4 МПа = 35 кН / см²

Принимаем t_тр = 1,0см.

Усилие во внутренней полке верхней части колонны (вторая комбинация)

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

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

l_ш2 = N_п / 4k_ш(bR^св_уg^св_у)_ming

Применяем полуавтоматическую сварку проволокой марки Св-10нНМА, d = 1,4…2 мм, b_ш = 0,9, b_с = 1,05. Назначаем k_ш = 6 мм, g^св_у.ш = g^св_ус = 0,85; R^св_у.ш = ; R^св_у.с

b_шR^св_у.шg^св_у.ш = 0,9×240×0,85 = 18,4 кН / см² < b_cR^св_у.cg^св_у.ш = 1,05×220×0,85 = 19,7кН / см²;

l_ш2 = 588,13 / (4×0,6×18,4×0,85) =15,68 см; l_ш2 < 85b_ш×k_ш = 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.

F = Nh_в / 2h_н – M / h_н + D_max0,9 = 378,54×50 / 2×150 +(-199,43) / 150+ 1205,48×0,9 = 1146,69кН

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

Требуемая длина шва

l_ш3 = F / 4k_ш(bR^св_уg^св_у)_ming = 1146,69 / (4×0,6×18,4×0,85) = 30,55 см

l_ш3 < 85b_ш×k_ш = 85×0,9×0,6 = 46 см.

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

h_тр ³ F / 2t_ст.в.R_срg = 1146,69 / 2×0.74×0.85×18.39 = 49,57 см

t_ст.в. = 7.4 мм – толщина стенки I 40Б3; R_ср = 18,39 кН / см² – расчетное сопротивление срезу фасонного проката стали С345. Принимаем h_тр = 50 см.

Проверим прочность траверсы как балки, нагруженной усилиями N, M и D_max. 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:

у_н = см

I_x = 48,8³ / 12 + 48,8×9,3² + 1.2×38×21,3² + 2×18×1.2× 12,5² = 41343 см⁴

W_min = I_x / y_в = 41343 / (50 – 21,9) = 1471см³

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

М_тр =- F_тр1(h_н- h_в) = кН×см

s_тр = М_тр / W_min = 22761.5 / 1471 = 15,47кН / см² < 31.5 кН / см²

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

Q_max = Nh_в / 2h_н – M / h_н + kD_max0,9 / 2 = 378,54×50 / 2×150 + 19943 / 150+ 1,2×1205.48×0,9/2 =

= 847кН

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

t_тр = Q / t_трh_тр = 847 / 1.0×48,8 = 17,36 кН / см² < R_ср = 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)

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

Усилия в ветвях колонны:

N_в1 = N₁ = 1345,6 1413,59 кН

N_в2 = N₂ = 1561 2268,97кН

База наружной ветви. Требуемая площадь плиты.

А_пл.тр. = N_в2 / R_ф = 2268,97 / 0,84 = 2701,15см²;

R_ф = gR_б » 1,2×0,7 = 0,84 кН / см²; R_б = 0,7 кН / см² (бетон В15)

По конструктивным соображениям свес плиты с₂ должен быть не менее 4 см. Тогда В ³ b_к + 2с₂ = 42,5 + 2×4 = 50,5 см. Принимаем В = 55 см, тогда с₂ =4 см.

L_тр = А_пл.тр / В = 2701,15 / 55 = 49,11 см, принимаем L = 50см; А_{пл.факт} = 50×55 =2750см² > А_пл.тр. =2701,15 см²

Среднее напряжение в бетоне под плитой

s_ф = N_в2 / А_{пл.факт} = 2268,97 /2750 = 0,83кН / см²

Из условия симметричного расположения траверс относительно центра тяжести ветви расстояние между траверсами в свету равно 2(b_п + t_ст – 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 = s_фс² / 2 = 0,83×4,84² / 2 = 9,72кН×см

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

М₂ = s_фс² / 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 = as_фa² = 0,078×0,83×26² = 43,76кН×см

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

М₄ = as_фa² = 0,125×0,83×10,92² = 12,37 кН×см

 

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

Требуемая толщина плиты

t_пл = см

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

Принимаем t_пл = 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; k_ш = 8 мм. Требуемая длина шва определяется по формуле

l_ш.тр = N_в2 / 4k_ш(bR^св_уg^св_у)_ming = 2268,97/ 4×0,8×0,85×18,4 = 45,33см < 61,2 см

Принимаем h_тр = 50см.

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 1см на непровар.

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

База подкрановой ветви. Требуемая площадь плиты

А_пл.тр. = N_в1 / R_ф = 1413,59 / 0,84 = 1682,85 см²;

Принимаем плиту 500 350мм А=50*35=1750см²

Рассчитываем напряжение под плитой базы:

s_ф = N_в1 / А_{пл.факт} = 1413,59 / 1750 = 0,81 кН / см²

Конструируем базу колонны с траверсами толщиной 10мм, 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 = as_фa² = 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 = s _фl² / 2 = 0,81×4,88² / 2 = 9,64 кН×см

участок 3: М₃ = s _фl² / 2 = 0,81×8,22² / 2 = 27,37 кН×см

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

Требуемая толщина плиты

t_пл = см

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

Принимаем t_пл = 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 t_тр=10мм.

Требуемая длина шва определяется по формуле

l_ш.тр = N_в1 / 4k_ш(bR^св_уg^св_у)_ming =1413,59 / 4×0,8×18,4×0,85 = 28,24 см

Принимаем h_тр = 30см.

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 1см на непровар.

Приварку торца колонны к плите выполняем конструктивными швами .

 

 

5. Расчёт стропильной фермы.

Материал стержней ферм – сталь марки С345, пояса из тавров с параллельными гранями полок, решетка из уголков.

тип конструкции	марка стали	толщина проката, мм	нормативное сопротивление, МПа	расчетное сопротивление, МПа
лист	фасон	лист	фасон
Ryn	Run	Ryn	Run	Ry	Ru	Ry	Ru
Ферма	С345	2 – 10 10 - 20 20 - 40

 

5.1. Сбор нагрузок на ферму.

Постоянная нагрузка.

Вид	№ п/п	Наименование и состав нагрузок	Ед. изм.	Нормативное значение нагрузки	Коэфф.	Расчетное значение нагрузки
Постоянные		Вес конструкции покрытия:
Защитный слой из битумной мастики с втопленным гравием (10 мм)	кПа	0,21	1,2	0,252
Четырехслойный гидроизоляционный ковер	кПа	0,16	1,1	0,176
Асфальтовая стяжка h=20 мм,	кПа	0,36	1,2	0,432
Утеплитель	кПа	0,450	1,2	0,432
Пароизоляция	кПа	0,04	1,2	0,540
Стальной профилированный настил толщиной 1 мм	кПа	0,15	1,05	0,156
Стропильные фермы со связями	кПа	0,572	1,05	0,601
Прогоны	кПа	0,18	1,05	0,189
ИТОГО:	кПа	gшn = 2,122		gш =2,39

 

а) Нагрузка от покрытия:

Вес фонаря в отличие от расчёта рамы, учитываем в местах фактического опирания фонаря на ферму.

Вес каркаса фонаря на единицу площади горизонтальной проекции фонаря

Вес бортовой стенки и остекления на единицу длины стенки

Узловые силы:

F₅ = g’_кр×В×2,25= 2,12×6×2,25 = 28,62 кН

F₆ =.g’_кр×В×3= 2,12×6×3 = 38,16 кН

F₈ = g’_кр×В×d +(g’_фон×В×0,5d + g_б.ст×В) ×γ_n = 2,12×6×3+(0,1×6×0,5×3+2×6) ×0,95= 50,42 кН.

F₉ = g’_кр×В×(0,5d+d) +(g’_фон×В×(0,5d +d))×γ_n=2,12×6×(0,5×3+3)+

+(0,1×6×(0,5×3+3))×0,95= 59,81кН.

Силы приложенные к колоннам F₀ и F₁₉ в расчете фермы не учитываются.

Опорные реакции:

F_Ag = F_Bg = F₅ + F₆ + F₈ + F₉ = 28,62+38,16+ 50,42 + 59,81 =177,01кН.

Рис. 5.1. Схема постоянной нагрузки на ферму.

Б) Снеговая нагрузка.

Расчетная нагрузка:

Узловые силы:

1-й вариант.

F₅ = р×с₂×В×2,25 = 2,28×1,16×6×2,25 = 35,70 кН.

F₆ = р×с₂×В×3 = 2,28×1,16×6×3 = 47,61 кН.

F₈ = р×В×d×(с₁+с₂)/2 = 2,28×6×3×(1,16+0,8)/2= 40,22 кН.

F₉ =р×В×(0,5d+d) ×с₁ =2,28×6×(0,5×3+3)×0,8= 49,25 кН.

Опорные реакции:

F_Ag = F_Bg = F₅ + F₆ + F₈ + F₉ = 35,7+47,61+ 40,22 + 49,25=172,78 кН.

 

Рис. 5.2. Схема снеговой нагрузки на ферму.

2-й вариант.

F₅ = F₁₇ =р×с×В×d = 2,28×1×6×2,25 = 30,78 кН.

F₆ = F₁₅ =

F₈ = F₁₄ =

F₉ = F₁₂ = 0

Опорные реакции:

F_Ag = F_Bg = F₅ + F₆ + F₈ = 30,78 + 102,6 + 51,3 =184,68 кН.

Рис. 5.3. Нумерация узлов и стержней.

 

5.2. Определение усилий в стержнях фермы.

 

Нагрузки, приложенные к узлам фермы.

Постоянная нагрузка	Снеговая нагрузка
Крановая нагрузка слева	Крановая нагрузка справа
Ветер слева	Ветер справа

123	Поделиться: