Архитектура Аудит Военная наука Иностранные языки Медицина Металлургия Метрология Образование Политология Производство Психология Стандартизация Технологии |
Компоновка конструктивной схемы каркасаСтр 1 из 9Следующая ⇒
Компоновка конструктивной схемы каркаса Последовательность выполнения: 1. Выбор схемы покрытия, конструкций кровли, схемы стропильной фермы и фонаря, типа сопряжения ригеля с колоннами (жесткое, шарнирное); 2. Компоновка поперечной рамы; 3. Компоновка связей по колоннам и покрытию; 4. Выбор схемы фахверка и конструкции продольных и торцевых стен.
Принимаем: а) покрытие – без подстропильных ферм, прогонное; б) стропильные фермы – с параллельными поясами, высотой на опоре между внешними гранями поясов Hф=2250мм; в) сопряжения ферм с колоннами и колонн с фундаментами жесткие; г) фонарь – светоаэрационный шириной Bфн=12м, высотой Hфн=4000мм с двуленточным остеклением.
Компоновка поперечной рамы Вертикальные размеры
Размер H2 зависит от высоты мостового крана (см. рис. 1)
где Hk+100 – расстояние от верха рельса до верхней точки тележки крана плюс зазор, установленный по требованиям техники безопасности между этой точкой и стропильными конструкциями, равный 100мм (табл.1 приложения Кудишина Ю.И.); f – размер, учитывающий прогиб конструкции покрытия, принимаемый в пределах 200…400 мм, в данном случае f =200 мм. Окончательный размер H2 должен быть кратным 200мм. Принимаем Н2= 3200 мм. Высота от уровня пола до низа стропильных ферм является полезной высотой цеха H0
Увеличиваем полезную высоту цеха до кратности 600мм H0 = 16200мм. Уровень верха подкранового рельса поднимем до Н1=Н0-Н2=16200-3200=13000мм, т.е. остается без изменения. Определяем размеры верхней Нв и нижней Нн частей колонны. Высота верхней части колонны:
, где – высота подкрановой балки с рельсом, которая предварительно принимается равной 1/8…1/10 пролета балки (шага рам)
Принимаем (кратным 200мм).
.
Рисунок 1. Конструктивная схема поперечной рамы
Размер нижней части колонны
где Нзагл – заглубление опорной плиты башмака колонны ниже нулевой отметки пола, которое обычно принимается в пределах 600-1000мм. Общая высота колонны рамы Высота шатра
,
где t п – толщина слоя покрытия.
Горизонтальные размеры
Учитывая режим работы и грузоподъемность кранов, привязку наружной грани колонны к её оси принимаем а =250 мм. Высота сечения верхней части колонны hв = 2∙а = 2∙250 =500 мм, что отвечает требованиям жесткости
Требуемое расстояние от оси подкрановой балки до оси колонны где В1 – размер части кранового моста, выступающей за ось рельса (принимаемый по табл. 1 приложения); 75 мм – зазор между краном и колонной. Принимаем ℓ1=750 мм (кратно 250 мм). Высота сечения нижней части колонны
hн = а +ℓ1= 250 +750 = 1000 мм.
Из условия жесткости в поперечном направлении цеха с кранами обычного режима
2 Расчет поперечной рамы каркаса
Последовательность расчета: а) выбор расчетной схемы и определение действующих на нее нагрузок; б) статический расчет рамы; в) определение расчетных усилий в сечениях рамы.
2.1 Выбор расчетной схемы рамы и определение действующих на нее нагрузок В соответствии с конструктивной схемой выбираем её расчётную схему. Расстояние между центрами тяжести сечений верхней и нижней частей колонны е0 = (0,5…0,4)hн – 0,5∙hв = 0,5∙1– 0,5∙0,5=0,25 м.
Расстояние от оси подкрановой балки до центра тяжести сечения нижней части колонны
ек = (0,5…0,6)hн = 0,5∙1 = 0, 5 м.
Рисунок 2. Расчетная схема рамы
Для статического расчета рамы соотношение моментов инерции элементов рамы назначают в пределах: I н / I в =5…10; Ip / I н =2…6. Принимаем I н / I в =5; Ip / I н =4. Если I в = 1, то I н = 5; Ip =20.
Таблица 1. Постоянная нагрузка
Расчетная линейная нагрузка на ригель рамы
где Вф – шаг стропильных ферм, в примере Вф=В=6 м. Опорная реакция ригеля от постоянной нагрузки
Fg= qg ∙ℓ/2=8,94∙24/2=107,3 кН
Расчетный сосредоточенный момент в месте уступа от смещения осей верхней и нижней частей колонны
Mg=Fg∙e0=107,3∙0,25=26,8 кН∙м
Снеговая нагрузка
Расчетная линейная нагрузка на ригель рамы
qs = S0∙μ∙gfs∙Вф = 0,5∙1∙1,4∙6 =5,88 кН/м,
где S0 – нормативный вес снегового покрова; μ – коэффициент перехода от веса снегового покрова земли к снеговой нагрузке на покрытие. Так как уклон покрытия меньше 250 принимаем μ=1. Для не утепленных покрытий цехов с повышенными тепловыделениями μ следует снижать на 20%; γfs – коэффициент надежности по снеговой нагрузке. Опорная реакция ригеля
Fs= qs ∙ℓ/2=5,88∙24/2=70,56 кН.
Расчетный сосредоточенный момент в месте уступа
Ms = Fs∙e0 = 70,56∙0,25=17,64 кН∙м.
Ветровая нагрузка
Для упрощения расчета рамы фактическую эпюру ветрового давления до уровня низа ригеля заменяем эквивалентной равномерно распределенной. Нормативное давление ветра w 0=0,38 кПа. Тип местности «В», коэффициент k при высоте до 5 м – 0,5; для 10 м – 0,65; для 20 м – 0,85; для 30 м – 0,98. Расчетная линейная ветровая нагрузка, передаваемая на стойку рамы в любой точке по высоте
где коэффициент надёжности по ветровой нагрузке, равный 1,4; нормативное давление ветра, принимаемое по СНиП; k – коэффициент, учитывающий высоту и защищенность от ветра, c – аэродинамический коэффициент; В – шаг рам (или ширина расчетного блока). Линейная распределённая нагрузка при высоте до 10 м равна кН/м; 20 м – 2,55 ⋅ 0,85 = 2,17 кН/м; 30 м – 2,55 ⋅ 0,98= 2,5 кН/м; 16,8 м – 1,66 + (2,17-1,66) ⋅ 6,8/10 = 1,66 + 0,35 = 2,01 кН/м; 23,66 м – 2,17 + (2,5 – 2,17) ⋅ 3,66/10 = 2,29 кН/м. Расчетная сосредоточенная сила ветра в уровне ригеля: от активного давления ветра
от отсоса ветра . Эквивалентные линейные ветровые нагрузки
; ,
где
расчётная ветровая нагрузка при k = 1; коэффициент k у поверхности земли; коэффициент k на отметке Н; Н – высота колонны в м. Расчетная нагрузка на 1м длины колонны: от активного давления ветра 2,55⋅ 0,656 =1,67 кН / м; от отсоса ветра
Здесь с и - аэродинамические коэффициенты (для вертикальных наветренных поверхностей обычных зданий c =0,8, а для заветренной стороны c′=0,6);
Таблица 2. Коэффициент ветрового давления
Рисунок 4. Схема действия ветровой нагрузки на раму
Статический расчет поперечной рамы Расчет на постоянные нагрузки Сосредоточенный момент из-за смещения нижней и верхней частей колонны: M= - Fg eo= (-107,3) ⋅ 0,25= -26,8 кНм ; Параметры по таблице 3 n = IВ /IН = 1/5 = 0,2; α = HВ/H = 4/16,8= 0,238 ≈ 0,25 Каноническое уравнение для левого узла Моменты от поворота узлов на угол φ =1 (М1):
Моменты от нагрузки на стойках Мр :
Моменты на опорах ригеля (защемленная балка постоянного по длине сечения)
Коэффициенты канонического уравнения: Угол поворота Момент от фактического угла поворота (М1φ): Эпюра моментов (М1φ+ МР) от постоянной нагрузки:
Рисунок 5. Расчётные схемы рамы на постоянную нагрузку а – основная система; б – эпюра от единичных поворотов углов рамы; в – грузовая эпюра; г – эпюра изгибающих моментов; д – эпюра поперечных сил; е – эпюра продольных сил. Проверкой правильности расчета служит равенство моментов в узле В (МВ = 69,4 ≈ ), равенство перепада эпюры моментов в точке С ( = 47,6 - 20,8 = 26,5) внешнему моменту (26,8), а также равенство поперечных сил на верхней и нижней частях колонны:
Разница (5%) получена в результате округления α. На рисунке приведена эпюра нормальных сил (без учёта веса стен и собственного веса колонн).
Расчет на нагрузку от снега Расчёт на снеговую нагрузку проводится аналогично расчёту на постоянные нагрузки. Сосредоточенный момент на колонне
Моменты от нагрузки:
Коэффициенты канонического уравнения
Угол поворота Моменты от фактического угла поворота :
Эпюра моментов (М1φ+ МР) от снеговой нагрузки:
Рисунок 6. Эпюры усилий в раме от снеговой нагрузки Проверка правильности расчета служит равенство моментов в узле В (МВ = 45,8 ≈ ), равенство перепада эпюры моментов в точке С ( = 31,4 – 13,8 = 17,6) внешнему моменту (17,6), а также равенство поперечных сил на верхней и нижней частях колонны:
Расчет на ветровую нагрузку Основная система и эпюра М1 –как для крановых воздействий. Эпюра Мр на левой стойке:
На правой стойке усилия получают умножением на коэффициент:
Коэффициенты канонического уравнения
Смещение рамы (Ветровая нагрузка воздействует на все рамы блока и поэтому αпр=1):
Моменты от смещения Δ=1 (М1):
Моменты от фактического смещения узлов (М1∆):
Эпюра моментов (М1Δ+ МР) от ветровой нагрузки: на левой стойке на правой стойке
Эпюра Q на левой стойке: Эпюра Q на правой стойке:
При правильном решение сумма поперечных внизу должна быть равна сумме всех горизонтальных нагрузок. Рисунок 9. Эпюры усилий от ветровой нагрузки а – грузовая эпюра; б – эпюры моментов; в – эпюры поперечных сил.
Определение расчетных усилий в сечениях рамы
На основании расчета рамы на отдельные нагрузки необходимо установить неблагоприятные комбинации внутренних усилий в сечениях рамы от совместного действия нагрузок. Для этого составляются возможные комбинации следующих типов: ±Мmax; Nсоот. ±Nmax; Mсоот. ±Nmin; Mсоот. В комбинациях усилий набор нагрузок производится по следующим правилам: постоянная нагрузка учитывается обязательно; горизонтальные крановые усилия могут учитываться только совместно с вертикальными усилиями от кранов (в табл. 2.3 нагрузка 4 с нагрузкой 3 или 4* с 3*). нагрузки 3,4,5 и соответствующие им обратно симметричные 3*,4*,5* являются несовместимыми. Значения усилий в комбинациях устанавливаются с учетом двух видов основных сочетаний нагрузок: 1. постоянная и одна временная нагрузки, здесь коэффициент сочетания ψ=1; 2. постоянная и не менее двух временных нагрузок, где длительная нагрузка умножается на коэффициент сочетания ψ1=0,95, а кратковременная на ψ2=0,9. За одну кратковременную нагрузку принимается: 1. снеговая нагрузка; 2. крановая нагрузка (вертикальная вместе с горизонтальной); 3. ветровая нагрузка. По результатам расчета составлена табл. 2.3 для четырех основных сечений левой колонны рамы. Из возможных комбинаций выбраны (подчеркнутые в таблице 2.3) наиболее неблагоприятные для определения усилий в стержнях стропильной фермы, подбора и проверки сечений колонн, расчета узлов рамы и анкерных болтов. Номера нагрузок для различных комбинаций и сечений отвечают конкретным условиям примера, для других примеров они могут быть иными. Если в комбинации Nmin; Mсоот, при расчете на растяжение анкерных болтов с внутренней стороны колонны, постоянная нагрузка разгружает болты (е=M/N<ρ≈h/2), то усилия от постоянной нагрузки принимаются с коэффициентом по нагрузке γfg=0,9. Ранее принят γfg=1,05, то есть необходимо умножить усилия на поправочный коэффициент 0,9/1,05. При е>ρ такой пересчет не требуется. Поперечная сила Qmax необходима для расчета элементов решетки сквозных колонн, а Qсоот для проверки местной устойчивости стенки сплошных колонн и других расчетов.
3. Расчёт подкрановой балки Расчетные усилия (максимальные изгибающие моменты и поперечные силы) в подкрановых балках находят от двух сближенных кранов наибольшей грузоподъёмности. Предельно допустимый прогиб подкрановых балок: - для кранов групп режимов работы 1К-6К. Исходные данные. Требуется рассчитать подкрановую балку пролётом 6 м под два крана грузоподъёмностью Qкр= 32/5 т однопролётного производственного здания. Материал балки – сталь С255; Ry =240 МПа (при t ≤ 20 мм); Rs= 0,58⋅ 240 = 140 МПа. Нагрузки на подкрановую балку. По приложению 1 для крана Qкр= 32/5 т режима работы 6К наибольшее вертикальное усилие на колесе вес тележки Gт= 85 кН. Для кранов режима работы 6К с гибким подвесом груза нормативное вертикальное усилие на колесе
= = 10 кН, где Qкр - номинальная грузоподъёмность крана; Gт – масса тележки, n0- число колёс с одной стороны крана. Определение расчётных усилий. Определение расчётного изгибающего момента от воздействия вертикальной крановой нагрузки. Допуская, что сечение с максимальным изгибающим моментом расположено в середине пролёта балки и, пользуясь линией влияния момента в этом сечении, устанавливаем краны не выгоднейшим образом
Рисунок 10. Расчётные схемы подкрановой балки а – схема крановой нагрузки; б – к определению Mmax; в – к определению Qmax
Расчетный момент от вертикальной нагрузки:
где уi – ординаты линий влияния; γfk= 1,1 – коэффициент надёжности по крановой нагрузке; yк =0,85 – коэффициент сочетания крановых нагрузок; к1=1,1 – коэффициент динамичности к вертикальным нагрузкам для подкрановых балок (по таблице 5); α= 1,03 – учитывает влияние собственного веса подкрановых конструкций и временной нагрузки на тормозной площадке (для балок пролётом 12 м α= 1,05 и для полёта 6 м α= 1,03); γn=0,95 – коэффициент надёжности по ответственности.
Расчётный момент от горизонтальной крановой нагрузки:
здесь k2=1 – коэффициент динамичности к горизонтальным нагрузкам (по таблице 5)
Для определения максимальной поперечной силы загружаем линию влияния поперечной силы на опоре (рисунок 10,в). Расчётные значения поперечных сил на опоре балки от вертикальной и горизонтальной нагрузок:
Таблица 5. Значения коэффициентов динамичностей
Подбор сечения подкрановой балки Подкрановую балку принимаем симметричного сечения с тормозной конструкцией из рифленой стали толщиной t=6 мм и швеллера №16( при наличие промежуточной стойки фахверка, а также при шаге рам 6 м можно принимать швеллер №16 – 18, а при шаге 12 м – швеллер № 36). Условие прочности в наиболее напряжённой точке «А» сечения
где b - коэффициент, учитывающий влияние горизонтальных поперечных нагрузок на напряжение в верхнем поясе подкрановой балки
где - высота балки, её можно принимать в пределах (1/6…1/10)ℓб; hт= hн=1,0 м - ширина сечения тормозной конструкции.
Минимальная высота балки:
где - момент от загружения балки одним краном при определяемый по линии влияния (рисунок 10,б). Сумма ординат линии влияния при нагрузке от одного крана
Для кранов группы режима работы 6К
По таблице 6 задаемся гибкостью стенки балки Оптимальная высота по расходу стали :
Принимаем hб=80 см (кратной 10 см).
Таблица 6 Рекомендуемые соотношения высоты балки и толщины стенки
Задаемся толщиной полок балки tf =2 см, тогда
h0 = hб – tf = 80 – 2 = 78 см. Толщина стенки из условия сопротивления срезу силой
Принимаем tст=8 мм, при этом Размеры поясных листов:
Требуемая площадь поясов:
По конструктивным требованиям bf min = 180 мм, поэтому принимаем пояс из стального листа сечением tf x bf = 20 x 180 мм; Af = 36 см2
Рисунок 11. Сечение балки
Устойчивость сжатого пояса обеспечена так как
Отношение находится в рекомендуемых пределах
По полученным данным компонуем сечение балки (рисунок 11).
Проверка прочности сечения
Геометрические характеристики сечения подкрановой балки относительно оси x-x:
Геометрические характеристики подкрановой балки относительно оси у – у (в состав тормозной балки входят верхний пояс подкрановой балки, тормозной лист и швеллер; площадь поперечного сечения швеллера № 16 А=18,1 см2; ширина тормозного листа 970-24-50=896 мм). Расстояние от оси подкрановой балки до центра тяжести сечения:
;
Расстояние от центра тяжести сечения до наиболее напряженной точки “A” верхнего пояса подкрановой балки:
.
Проверка нормальных напряжений в верхнем поясе (в точке А) подкрановой балки:
Большой запас прочности получен в связи с увеличением сечения по конструктивным требованиям по сравнению с расчётным. Проверка прогиба подкрановой балки и прочности стенки на действие касательных напряжений на опоре не нужны, так как высота балки hб больше минимального значения hmin , а принятая толщина стенки больше толщины определённой из условия среза.
Требуемая площадь сечения
Компоновка сечения
Предварительно принимаем толщину полок tf =1,4 см, тогда высота стенки колонны hw= h -2 tf = 50 – 2 ⋅1,4 = 47,2 см.
Из условия местной устойчивости предельная гибкость стенки
при и
при ,
поэтому .
Тогда требуемая толщина стенки балки
. В целях экономии стали уменьшим толщину стенки и примем tw= 6 мм ( что соответствует ) и включим в расчетную площадь сечения колонны только два крайних участка стенки шириной
Тогда расчетная площадь сечения стенки
Aw=2⋅ ⋅ =2 · 13,21⋅ 0,6 =15,9 см2.
Требуемая площадь полки
Af тр= (A тр- Aw)/2= (59 – 15,9)/2= 21,6 см2.
Из условия устойчивости верхней части колонны из плоскости действия момента ширина полки . Принимаем Аf = 18⋅1,4 = 25 см2. Проверка местной устойчивости неокаймленной полки двутавра
0,01 Устойчивость сжатой полки обеспечена.
Геометрические характеристики сечения
Полная площадь сечения
где
При определении геометрических характеристик учитывается полно сечение
Ix= tw⋅ hw3/12 + 2 ⋅ bf ⋅ tf ⋅ (h/2- tf / 2)2 = 0,6 ⋅ 47,23/12 + 2 ⋅ 18 ⋅ 1,4 ⋅ (50/2 –
-1,4/2)2 = 35018,4 см4;
;
Проверка устойчивости верхней части колонны в плоскости действия момента (относительно оси х-х)
Предельная условная гибкость стенки
;
Предельная условная гибкость стенки
Расчетная площадь сечения при учете только устойчивой части стенки
;
При = 1,25 (таблица 8); при ; при по интерполяции .
Из приложения 2 находим jе= 0,122 Проверка устойчивости сечения
Недонапряжение составляет
поэтому уменьшаем толщину полки tf=1,2 см
где
Ix= tw⋅ hw3/12 + 2 ⋅ bf ⋅ tf ⋅ (h/2- tf / 2)2 = 0,6 ⋅ 47,63/12 + 2 ⋅ 18 ⋅ 1,2 ⋅ (50/2 –
-1,2/2)2 = 31112 см4;
;
Устойчивость относительно оси х - х
;
см;
При = 1,25 (таблица 8); при ; при по интерполяции .
Из приложения 2 находим jе= 0,112
Проверка устойчивости верхней части колонны из плоскости действия момента (относительно оси У-У)
Для определения найдём максимальный момент в средней трети расчётной длины стержня
= 208 кН⋅м. Рисунок 12. Определение расчетного момента
Значение принимается не менее половины наибольшего момента по длине стержня
Коэффициент «с» определяют по следующим формулам:
при ,
где значения коэффициентов определяют по приложению 4;
при
где - коэффициент снижения расчетного сопротивления при потере устойчивости балок, в большинстве случаев при проверке устойчивости колонн
при
В данном примере
где в соответствии с приложением 4
при ;
,
здесь при принимается
= Согласно приложению 3 двутавровое сечение соответствует кривой устойчивости типа «в». При 712.
Так как значение приведенного эксцентриситета mef < 20 проверка прочности не требуется.
Подбор сечения нижней (подкрановой) части колонны
Сечение нижней части колонны сквозное, состоящее из двух ветвей, соединенных решеткой. Подкрановую ветвь колонны принимаем из широкополочного двутавра, наружную – составного сварного сечения из трех листов. Определим ориентировочное положение центра тяжести. Принимаем z0 = 5см; h0= hн - z0 = 100 – 5 = 95 см;
у2 = h0 - у1 = 95 – 61,7 = 33,3 см. Усилие в наружной ветви Усилие в подкрановой ветви Определяем требуемую площадь ветвей и назначаем сечение. Из условия устойчивости при центральном сжатии для подкрановой ветви:
здесь значение коэффициента j можно предварительно принять в пределах 0,7...0,9. По сортаменту (приложение 5) подбираем двутавр 23Б1:
Для наружной ветви: . Для удобства прикрепления элементов решетки расстояние между внутренними гранями полок принимаем таким же, как в подкрановой ветви где h, t - соответственно высота сечения подкрановой ветви и толщина ее полки. Толщину стенки составного швеллера для удобства соединения ее вcтык c полкой верхней части колонны, принимаем равной t w = 12 мм, т.е. равной толщине полки. А ширину стенки составного швеллера назначаем с учетом толщины полок и сварных швов h w =240 мм. Требуемая площадь полок
Из условия местной устойчивости полки швеллера
Принимаем Тогда Принимаем bf =14 см. Геометрические характеристики ветви:
где
=4832 см4.
Уточняем положение центра тяжести сечения колонны:
Отличие от первоначально принятых размеров мало, поэтому усилия в ветвях не пересчитываем.
База наружной ветви
Рассчитывается как база центрально сжатой колонны. Определим размеры опорной плиты. Требуемая площадь плиты Аплтр = Nв2 / Rф = 1407,7 / 0,9 = 1564,1 см2,
где Rф =γ Rб = 1,2 х 0,75 = 0,9 кН/см2, для бетона класса В 12,5 Rб = 0,75 кН/см2. По конструктивным соображениям свес плиты С2 должен быть не менее 4 см. Тогда ширина плиты В > bK + 2 x C2 = 32,4+2*4=40,4 см, где bк = hw' + 2 х tf = 28+2*2,2=32,4 см Принимаем В = 50 см. Требуемая длина плиты Lтреб = Аплтр / В = 1564,1 / 50 = 31,28 см, Принимаем L = 40 см.
Апл = 50 х 40 = 2000 см2 > Аплтр = 1564,1 см2.
Среднее напряжение в бетоне под плитой базы σф = NΒ2 / Апл = 1407,7 / 2000 = 0,7 кН/см2
По условиям симметричного расположения траверс относительно центра тяжести ветви, находим расстояние между траверсами в свету 1 = 2(bf + tw – z0) = 2х(10 + 1,6 – 3,4) =16,4см.
При толщине траверсы tтр=1,2 см. С1 = (L - 1 – 2tтр) / 2 = (40 – 16,4 - 2 х 1,2) / 2 = 10,6 см Для определения толщины плиты подсчитаем изгибающие моменты на отдельных ее участках
в защемлении консольного свеса плиты на участке 1 М1 = бф х С 12/2 = 0,7*10,62/2=39,326 кН см;
в защемлении консольного свеса плиты на участке 2 М2 = бф х С22/2 = 0,7*8,82/2 = 27,1 кН см.
где С2 = ( В - бк) / 2 = (50 – 32,4) / 2 = 8,8 см. участок 3 – плита опертая на четыре канта при, b/а = hw '/ бf = 28/10 = 2,8
М3 = α бф а2 = 0,125*0,7*102=8,75 кН см.
Коэффициент α для расчета на изгиб плит, опертых на четыре канта
участок 4 - плита, опертая на четыре канта, при b/a= h w’/(l-bf - twтр)= 28/(16,4-10-1,6) =5,83 >2 α = 0.125 М3 = α бф а2 =0,125 х 0,72 х4,82 = 2,016 кН см. Для расчета принимаем максимальное значение изгибающего момента Мmах = М3 =39,326 кН см;
Требуемая толщина плиты
tплтр = √6 Мmах / Ry=√6х39,326/30=2,8 см Принимаем tпл = 30 мм. Высоту траверсы определяем из условия размещения шва крепления траверсы к ветви колонны. Будем считать, что все усилие в ветви передается на траверсу через четыре угловых шва. Применяем полуавтоматическую сварку проволокой Св-08А α=1,4...2 мм, kf = 8 мм. Из условия сопротивления срезу lw= NΒ2 /(4 kf х βf x Rwf x γwf x γc)=1407,7/(4 х0,8 х 0,9 х18) = 27,15 см lw=27,15<85 х βf х kf =85 х 0,9 х 0,8 = 61 см
Требуемая высота траверсы
hтртрeб = lw+ 1 см=27,15 + 1= 28,15 см, принимаем hтр = 30 см. База подкрановой ветви рассчитывается на усилия, возникавшие в нижнем сечении этой ветви, в описанном выше порядке.
Анкерные болты Рассмотрим анкерные болты, закрепляющие подкрановую ветвь. Для расчета учитываем комбинации усилий двух типов в сечений 4-4 1)+ Mmax= 874,3 кНм; Nсоотв= - 315,42кН; 2) Nmin= -105кН; +Мсоотв== 849,75 кН м. Из условия равновесия по моментам определим усилие растяжения болтов Z= (М - |N| а) /у; Z1= (874,3-315,42*0,286/0,966)=811,7 кН; Z2= (849,75-105*0,286/0,966) = 848,6 кН Zмах = Z1= 848,6 кН; Для болтов принимаем сталь Вст3кп2. Расчетное сопротивление растяжению анкерных болтов из этой стали Rва = 185 МПа =18,5 кН /см2 Требуемая площадь сечения анкерных болтов. ∑ Abn = Zмах/ Rва =848,6/18,5=45,87cм2 Принимаем 2 болта диаметром по 64 мм Abn = 2х26,9=53,8 см 2
Таблица 4.3
Сбор нагрузок на ферму Постоянная нагрузка
Расчетная нагрузка от веса кровли и конструкций покрытия, равномерно распределенная по горизонтальной проекции покрытия без учета веса фонаря: Вес фонаря учитывается в местах фактического опирания фонаря на ферму, исходя из следующих расчетных значений: а) вес каркаса фонаря на единицу площади горизонтальной проекции фонаря б) вес бортовой стенки и остекления на единицу длины стенки фонаря Узловые силы:
Fo, F8 прикладываются к колоннам, поэтому в расчете фермы они не учитываются. Опорные реакции:
ОПРЕДЕЛЕНИЕ УГЛОВ НАКЛОНА РАСКОСОВ α = 40°42´ Sinα = sin 40°42´ = 0,6521 = cos 49°18´ Sin 49°18´ = 0,7581 = cos 40°42´
β = 35°36´ Sinβ = sin 35°36´ = 0,5821 = cos54°24´ Sin 54°24´ = 0,8131 = cos 35°36´
ОПРЕДЕЛЕНИЕ УСИЛИЙ В ЭЛЕМЕНТАХ ФЕРМЫ ОТ ПОСТОЯННОЙ НАГРУЗКИ «+» - растяжения (от узла) «-» - сжатие (к узлу). Расчет начинаем с узла, в котором количество стержней с неизвестными усилиями не более двух. Узел «Б»
Усилия неизвестны в двух БВ и БД Проекция сил на ось «у»
Проекция сил на ось «х»
Узел «В»
Усилия неизвестны в двух ВД и ВГ Проекция сил на ось «у»
Проекция сил на ось «х»
Узел «Г»
Усилия неизвестны в двух ГД и ГЖ
Узел «Д» Усилия неизвестны в двух ДЖ иДИ Проекция сил на ось «у»
Проекция сил на ось «х»
Узел «Ж» Усилия неизвестны в двух ЖИ и ЖЗ Проекция сил на ось «у»
Проекция сил на ось «х»
Узел «З» Усилия неизвестны в двух ЗИ и ЗЖ
Расчетная снеговая нагрузка: где gf – коэффициент надежности по нагрузке. При
Узловые силы: 1-й вариант Опорные реакции:
ОПРЕДЕЛЕНИЕ УСИЛИЙ В ЭЛЕМЕНТАХ ФЕРМЫ ОТ СНЕГОВОЙ НАГРУЗКИ
«+» - растяжения (от узла) «-» - сжатие (к узлу).
Р1 = 14,364 кН; Р2 = 11,97 кН; Р3 = 9,576 кН; R = 40,7 кН
Расчет начинаем с узла, в котором количество стержней с неизвестными усилиями не более двух.
Узел «Б»
Усилия неизвестны в двух БВ и БД Проекция сил на ось «у»
Проекция сил на ось «х»
Узел «В»
Усилия неизвестны в двух ВД и ВГ Проекция сил на ось «у»
Проекция сил на ось «х»
Узел «Г»
Усилия неизвестны в двух ГД и ГЖ
Узел «Д» Усилия неизвестны в двух ДЖ иДИ Проекция сил на ось «у»
Проекция сил на ось «х»
Узел «Ж» Усилия неизвестны в двух ЖИ и ЖЗ Проекция сил на ось «у»
Проекция сил на ось «х»
Первая комбинация
Первая комбинация используется для определения возможных дополнительных усилии в раскосах и верхнем поясе опорной панели и расчета опорного узла. Наибольший по абсолютной величине на левой опоре момент Млев= -373.53 кН·м (сечение 1 - 1, нагрузки 1, 2, 3*, 4(-М),5*). Соответствующий момент на правой опоре находим для тех же нагрузок в сечении 1 - 1 с заменой нагрузок 3*, 4 (-М), 5* на 3, 4*(-М), 5. Распор рамы определяем по продольным силам в левом сечении ригеля для нагрузок 1, 2, 3*, 4(-М), 5* (сечение 1-1, Q = Nриг = Н) где .
Вторая комбинация
Вторая комбинация используется для определения возможных сжимающих усилий в нижнем поясе. Сжатие нижнего пояса опорных моментов и распора рамы может возникнуть при минимальном растягивающем усилии в нем, вызванном только постоянной узловой нагрузкой на ферму, поэтому исключаем из 1-ой комбинации снеговую нагрузку: Распор рамы от нагрузок 1, 3*, 4, 5* в левом и от нагрузок 1,3,4*,5 в правом сечениях ригеля Принимаем линейное изменение распора по длине нижнего пояса фермы.
Верхний пояс Стержень ЖЗ Подбираем сечение стержня верхнего пояса с максимальным расчетным усилием N=-395,6 кН Коэффициент условий работы gс=0,95. Предварительно задаемся гибкостью стержня λ=80, тогда φ=0,686 Расчетная длина всех стержней пояса в плоскости ригеля равна их геометрической длине И на бесфонарных участках, благодаря закреплению пояса в каждом узле прогонами, расчетная длина из плоскости ригеля будет такой же А в пределах с фонарем
Подбираем сечение из тавра N 17,5ШТ1 А=47см2; ix=4,5см; iy=5,96см.
стержни, ВГ, ГЖ
N=-298,85 кН; gс=0, 95 задаемся гибкостью λ=80, тогда φ=0,686
; Подбираем сечение из тавра N 15ШТ1 А=33,85см2; ix=3,93см; iy=4,7см. Принимаем стержень ЖЗ из тавра N 17,5 ШТ1, а стержни ВГ,ГЖ,АВ из тавра N 15 ШТ1 Нижний пояс
Сечение нижнего пояса подбираем по максимальному расчетному усилию в стержне ДИ N=349,2 кН gс=0,95 Требуемая площадь сечения Подбираем сечение из тавра 10ШТ1 А=18,55см2; ix=2,51см; iy=3,59см. Проверка прочности стержня
Гибкость стержня
Проверка устойчивости стержня БД при сечении из тавра 10ШТ1 NБД=-11,05 кН NБД=137,4 кН Принимаем нижний пояс из тавра 10ШТ1.
Раскосы Опорный раскос БВ
NБВ= -235,66 кН gс=0,95 Расчетные длины Задаемся гибкостью λ=80, тогда φ=0,686
Требуемая площадь сечения и радиусы инерции Подбираем сечение из двух неравнополочных уголков 2L125х80х8 А=16∙2=32см2; ix=2,28см; iy=6,05см. Тогда при
Раскос ВД
NВД=201,72 кН gс=0,95 Требуемая площадь сечения Подбираем сечение из двух равнополочных уголков 2L70х5 А=6,86∙2=13,7см2; ix=2,16см; iy=3,22см. Проверка прочности Гибкость стержня
Раскос ДЖ
NДЖ= -121,88 кН gс=0,8 Задаемся гибкостью λ=100 (λ=100…200), тогда φ=0,542
Требуемая площадь сечения и радиусы инерции Подбираем сечение из двух равнополочных уголков 2L80х6 А=9,38∙2=18,76см2; ix=2,47см; iy=3,65см. Тогда при
Раскос ЖИ
NЖИ=63,9 кН gс=0,95 Требуемая площадь сечения Подбираем сечение из двух равнополочных уголков 2L50х5 А=4,8∙2=9,76см2; ix=1,53см; iy=2,45см. Проверка прочности Гибкость стержня
Стойка ГД
NГД= -47,62 кН gс=0,8 Расчетные длины Задаемся гибкостью λ=100 (λ=100…200), тогда φ=0,542 Требуемая площадь сечения и радиусы инерции Так как расчетное усилие небольшое и требуемая площадь получается незначительной, подбираем сечение по предельной гибкости Подбираем сечение из двух равнополочных уголков 2L50х5 А=4,8∙2=9,76см2; ix=1,53см; iy=2,45см. Тогда при Стойка ЗИ
NЗИ = -34,686 кН gс=0,8 Расчетные длины Как и стержень 3-4 подбираем по предельной гибкости λ=150,
Принимаем сечение в виде > < из двух уголков 2L50х5
А=4,88∙2=9,76см2; ixо=1,92
Расчет сварных швов прикрепления раскосов и стоек к фасонкам и поясам ферм.
Применяем полуавтоматическую сварку в среде углекислого газа сварочной проволокой Св-08Г2С диаметром менее 1,4мм[2, табл. 5.5]. В этом случае βf=0,7, βz=1 (см. табл. 12 приложения). Расчетное сопротивление угловых швов срезу по металлу границы сплавления Rwz=0,45∙Run=0,45∙370=166,5 МПа gwf=gwz=1,0 (п. 11.2 [2]) Расчетное сопротивление угловых швов срезу по металлу шва. Rwf=215 МПа Rwf∙βf=215∙0,7=150<Rwz∙βf=166,5∙1=166,5, т.е. несущую способность швов будем определять прочностью по металлу шва Толщину фасонок принимаем tф=10 мм. При тф=10мм kfmin=4мм.
Таблица расчета швов
Использованная литература: 1. Ю.И.Кудишин. Металлические конструкции. Общий курс-М: издат. центр «Академия», 2007. 2. К.К.Бакиров, Е.К.Нурмаганбетов “Расчет и конструирование металлического одноэтажного производственного здания“-А: 1998 3. К.К.Бакиров «Методические указания к расчету и конструированию стальной фермы одноэтажного производственного здания»
Приложение 2
Компоновка конструктивной схемы каркаса Последовательность выполнения: 1. Выбор схемы покрытия, конструкций кровли, схемы стропильной фермы и фонаря, типа сопряжения ригеля с колоннами (жесткое, шарнирное); 2. Компоновка поперечной рамы; 3. Компоновка связей по колоннам и покрытию; 4. Выбор схемы фахверка и конструкции продольных и торцевых стен.
Принимаем: а) покрытие – без подстропильных ферм, прогонное; б) стропильные фермы – с параллельными поясами, высотой на опоре между внешними гранями поясов Hф=2250мм; в) сопряжения ферм с колоннами и колонн с фундаментами жесткие; г) фонарь – светоаэрационный шириной Bфн=12м, высотой Hфн=4000мм с двуленточным остеклением.
|
Последнее изменение этой страницы: 2019-04-10; Просмотров: 433; Нарушение авторского права страницы