Размещено на http://www.allbest.ru/

1

52

1. Технический проект

1.1 Исходные данные

Место строительства г. Уфа.

Проектирование здания в соответствии со схемой №1.

Пролеты здания L₁ = 30 м, L₂ = 30 м.

Мостовые краны грузоподъемностью Q = 50 т., с режимом работы 7К.

Отметка головки кранового рельса 16 м.

Длина здания 210 м.

Класс бетона фундамента В15.

1.2 Компоновка плана промышленного здания

Шаг колонн по средним и крайним пролетам примем 12 м.

Пролеты 30 м.

Колонны у торцов здания смещают на 500 мм внутрь.

Согласно табл.42 [2] устраиваем температурный шов на расстоянии 108 м. От левой крайней оси, длину здания принимаем 216 м., 18 полных пролетов по 12м.

1.3 Компоновка поперечного разреза

Пролеты здания L₁ = 30 м, L₂ = 30 м.

Высота от пола до отметки головки подкранового рельса H₁ = 16 м.

Отметку уровня пола принимаем нулевой. Здание проектируем с плоской кровлей (уклон 1.5%) и внутренними водостоками.

Расстояние от головки кранового рельса до низа несущих конструкций покрытия.



Рис. 1 Сетка колонн

H₂ = (H_к + 100) + f = (3150 + 100) + 400 = 3650 мм.

где H_к + 100 - расстояние от головки кранового рельса до верхней точки тележки крана плюс зазор м/д верхней точкой тележки крана и строительной конструкцией;

f - размер, учитывающий прогиб конструкции покрытия.

Высота цеха от уровня пола до низа стропильных ферм.

H₀ = H₂ + H₁ = 16000 + 3650 = 19650 мм.

Примем H₀ = 19800 (кратно 1800), следовательно изменяем H₁ = 16150 мм.

Размеры верхней части колонны.

H_в = h_б + h_р + H₂ = 1200 + 200 + 3650 = 5050 мм.

где h_б - высота подкрановой балки (1/10 пролета);

h_р - высота кранового рельса (200 мм).

Окончательно уточняем H_в после расчета подкрановой балки.

Размеры нижней части колонны.

H_н = H₀ - H_в + 1000 = 19800 - 5050 + 1000 = 15750 мм.

Где 1000 мм - заглубление опорной плиты башмака колонны ниже нулевой отметки пола.

Общая высота колонны рамы от низа базы до низа ригеля.

H = H_в + H_н = 5050 + 13950 = 19000 мм.

Высота фермы при пролетах от 30 до 36 метров H_ф = 3150 мм.

На здании есть светоаэрационные фонари H_фн = 4500 мм.

Привязка горизонтальных размеров.

Привязка внешнего края наружной колонны к оси 250 мм.

Высота сечения верхней части наружной колонны 500 мм, ср - 700 мм.

Расстояние от оси подкрановой балки до оси колонны =750 мм.

Высота сечения нижней части наружной колонны 1000 мм, средней - 1500 мм. Пролет мостового крана 28500 мм.

Рис. 2 Схема поперечной рамы

2. Рабочий проект

2.1 Расчет поперечной рамы

2.1.1 Определение постоянных, временных и кратковременных нагрузок на поперечную раму

Постоянные нагрузки от массы всех ограждающих конструкций принимаются равномерно распределенными по длине ригеля.

Таблица 1

Состав покрытия	Нормативная нагрузка, кН/м2	Коэф. Надежности по нагрузке f	Расчетная нагрузка, кН/м2
1	2	3	4
Гравийная защита. Гидроизоляционный ковер из трех слоев рубероида на мастике. Утеплитель (из плитного пенополиуретана = 80 мм, = 0.5 кН/м3). Пароизоляция из одного слоя рубероида. Стальной профнастил. Прогоны (решетчатые). Собственный вес металлических конструкций шатра	0.5 0.1 0.05 0.04 0.15 0.2 0.3	1.2 1.1 1.2 1.1 1.1 1.05 1.05	0.6 0.11 0.06 0.05 0.17 0.21 0.32
Итого:	qн = 1.34		q = 1.52

Все нагрузки подсчитывают с _n = 0.95 (коэффициент надежности по назначению) согласно стр. 34 [1].

Равномерно распределенная нагрузка на ригель рамы:

q _n = _nqb_ф/Cos = 0.951.5212/1 = 17.33 кН/м;

где b_ф - шаг стропильных ферм.

Опорная реакция ригеля рамы:

F^п_R = q_nl/2 = 17.3330/2 = 260 кН.

Расчетный вес колонны (согласно табл. 12.1 [4]):

Крайней.

Верхняя часть колонны (20% веса):

G_в = 0.951.050.20.41215 = 14 кН.

Нижняя часть колонны (80% веса):

G_н = 0.951.050.80.41215 = 57 кН.

Средней.

Верхняя часть колонны (20% веса):

G_вс = 0.951.050.20.41230 = 29 кН.

Нижняя часть колонны (80% веса):

G_нс = 0.951.050.80.41230 = 115 кН.

Поверхностная масса стен 200 кг/м², переплетов с остеклением 35 кг/м².

В верхней части колонны (включая вес этой части колонны):

F₁ = _n(1.22(3 + 4)12 + 1.10.351.212) + 14 = 211 кН.

В нижней части колонны (включая вес этой части колонны):

F₂ = 0.95(1.22(4 + 3.95)12 + 1.10.357,812) + 57 =309 кН.

Рис. 3 Постоянные нагрузки на раму

Снеговая нагрузка.

Нормативная снеговая нагрузка S₀ = 1.5 кН/м².

При q^н/S₀ = 1.34/1.5 = 0.9 > 0.8 коэффициент надежности по нагрузке _f = 1.4 (п.5.7 [1]).

Линейная распределенная нагрузка от снега на ригель рамы:

q_сн = _nfS₀b_ф = 0.951.411.512 = 24 кН/м.

Опорная реакция ригеля:

F^с_R = 2430/2 = 360 кН.

Рис. 4 Снеговая нагрузка

Вертикальные усилия от мостовых кранов.

База крана (5250 мм) и расстояние м/д колесами двух кранов (1510 мм), а также нормативное усилие колеса F_{к max} = 500 кН.

Расчетное усилие:

D_max = _n(_fn_c F_{к max}y + _fG^н_n + _fq^н_nb_тb) = 0.95(1.10.955002.87 + 1.0545 + 1.21.51.512) = 1350 кН

где _f = 1.1 - коэффициент надежности по нагрузке для крановых нагрузок (п.4.8 [1]);

n_c = 0.95 - коэффициент сочетаний (с. 288 [4]);

y - ордината линии влияния;

G^н_n = 0.251215 = 45 кН - нормативный вес подкрановой балки (согласно табл. 12.1 [4]);

q^н_n = 1.5 кН/м² - полезная нормативная нагрузка на тормозной площадке;

b_т - ширина тормозной площадки;

b - шаг колонн.

F_k = (9.8Q + Q_k)/n₀ - F_k,max = (9.850 + 780)/2 - 500 = 135 кН;

D_min = 0.95(1.10.951352.87 + 1.0545 + 1.21.51.512) = 420 кН;

Сосредоточенные моменты от вертикальных усилий:

M_max = e_kD_max = 0.51350 = 675 кНм;

M_min = e_kD_min = 0.5420 = 210 кНм;

e_k = 0.5h_н = 0.51 = 0.5 м - расстояние от оси подкрановой балки до оси, проходящей через центр тяжести нижней части колонны.

Рис. 5 К определению нагрузки от мостовых кранов.

Горизонтальная сила от мостовых кранов.

Передаваемая одним колесом:

T^н_k = 0.05(9.8Q + G_т)/n₀ = 0.05(9.850 + 180)/2 =16.75 кН;

T = _nfn_c T^н_ky = 0.951.10.9516.752.87 = 43 кН.

G_т - вес тележки, кН.

Рис. 6 Нагрузки от мостовых кранов.

Ветровая нагрузка.

Нормативный скоростной напор ветра W₀ = 0.3 кПа (III ветровой район).

Тип местности - Б.

Коэффициенты k для высот:

10 м - 0.65;

20 м - 0.9;

30 м - 1.05.

Расчетная линейная ветровая нагрузка:

q_b = _nfW₀RcB = 0.951.20.30.812k = 3.28k.

Линейная распределенная нагрузка при высоте:

до 10 м - 3.280.65 = 2.13 кН/м;

20 м - 3.280.9 = 2.95 кН/м;

30 м - 3.281.05 = 3.44 кН/м.

q₁ = 3.37 кН/м (значение распределенной нагрузки на уровне верха фонаря).

q₂ = 2.99 кН/м (значение распределенной нагрузки на уровне низа фермы).

Рис. 7 К определению ветровой нагрузки

Сосредоточенные силы от ветровой нагрузки:

F_в = (q₁ + q₂)h/2 = (3.37 + 2.99)7.65/2 = 24.33 кН;

F_в = F_в0.6/0.8 = 22.180.6/0.8 = 18.25 кН.

Эквивалентные линейные нагрузки:

q_э = q_b10 = 2.131.11 = 2.36 кН/м;

q_э = q_b100.6/0.8 = 2.320.6/0.8 = 1.77 кН/м.



Рис. 8 Ветровые нагрузки

Подготовка исходных данных для статического расчета рамы.

Назначение жесткостей элементов рамы.

Зададимся соотношением моментов инерции элементов рамы:

J₂ = 1; J₁/ J₂ = 8; J₃/ J₂ = 2; J₄/ J₂ = 25;

где J₁ - момент инерции сечения нижней части крайней колонны;

J₂ - момент инерции сечения верхней части крайней колонны;

J₃ - момент инерции сечения верхней части центральной колонны;

J₄ - момент инерции сечения нижней части центральной колонны;

Вычисление моментов, действующих на раму.

M₀ = F^п_R0.2 = 2600.2 = 52 кН/м;

где 0.2 - эксцентриситет опорной реакции фермы на крайней колонне относительно оси верхней части колонны.

M₁ = F^п_Re = 2600.05 = 13 кН/м;

где e = 0.05 м - расстояние от линии приложения опорной реакции фермы на крайней колонне до центра тяжести сечения нижней части крайней колонны.

M₂ = F^с_R0.2 = 3600.2 = 72 кН/м;

M₃ = F^с_Re = 3600.25 = 90 кН/м;

где e = 0.25 м - расстояние между центрами тяжести сечений верхней и нижней частей крайней колонны.

Таблица 2 Сводная таблица исходных данных для статического расчета рамы.

J2	J1	J4	J3	H, м	Hв, м	H2, м	M0, кНм	M1, кНм
1	8	25	2	20.8	5.05	3.65	52	13
M2, кНм	M3, кНм	Mmax, кНм	Mmin, кНм	T, кН	qэк, кН/м	qэк, кН/м	Fв, кН	Fв, кН
72	90	675	210	43	2.36	1.77	24.33	18.25

2.1.2 Статический расчет рамы

Статический расчет поперечной рамы выполняется по исходным данным, представленным в таблице 2, с помощью программного комплекса ”RAMA”.

Размещено на http://www.allbest.ru/

1

52

Рис. 9 Схема колонны с положением расчетных сечений.

Результаты расчета сведены в таблицу 3.

Таблица 3. Расчетные усилия в левой колонне левого пролета от каждой из действующих нагрузок.

№ нагрузки	Вид нагрузки.	Коэффициент сочетания nc.	Сечения стойки.
			1-1	2-2	3-3	4-4
			М, кНм.	N, КН.	М, кНм.	N, кН.	М, кНм.	N, кН.	М, кНм.	N, КН.	Q, кН.
1	2	3	4	5	6	7	8	9	10	11	12
1	Постоянная.	1	-52	-260	-38	-274	-25	-319	16	-376	2
2	Снеговая.	1	-72	-360	-53	-360	-35	-360	22	-360	2
		0.9	-64.8	-324	-47.7	-324	-31.5	-324	19.8	-324	1.8
3	Dmax на левой стойке левого пролета.	1	0	0	310	0	-365	-1350	493	-1350	61
		0.9	0	0	279	0	-329	-1215	444	-1215	54.9
4	Dmax на правой стойке левого пролета.	1	0	0	133	0	-77	-420	291	-420	26
		0.9	0	0	119.7	0	-69.3	-378	261.9	-378	23.4
5	Dmax на левой стойке правого пролета.	1	0	0	-43	0	-43	0	-164	0	-8
		0.9	0	0	-38.7	0	-38.7	0	-148	0	-7.2
6	Dmax на правой стойке правого пролета.	1	0	0	44	0	44	0	165	0	9
		0.9	0	0	39.6	0	39.6	0	148.5	0	8.1
7	Tmax на левую стойку левого пролета.	1	0	0	57	0	57	0	216	0	20
		0.9	0	0	51.3	0	51.3	0	194	0	18
8	Tmax на правую стойку левого пролета.	1	0	0	40	0	40	0	149	0	8
		0.9	0	0	36	0	36	0	134	0	7.2
9	Tmax на левую стойку правого пролета.	1	0	0	40	0	40	0	149	0	8
		0.9	0	0	36	0	36	0	134	0	7.2
10	Tmax на правую стойку правого пролета.	1	0	0	39	0	39	0	148	0	7
		0.9	0	0	35	0	35	0	133	0	6.3
11	Ветер слева.	1	0	0	-31	0	-31	0	-424	0	-45
		0.9	0	0	-27.9	0	-27.9	0	-382	0	-41
12	Ветер справа.	1	0	0	17	0	17	0	294	0	32
		0.9	0	0	15.3	0	15.3	0	264.6	0	28.8

2.2 Проектирование внецентренно сжатой колонны

2.2.1 Таблица расчетных усилий

Таблица 4

№ комбинации	Нагрузка и комбинация усилий.	Коэффициент сочетания nc.	Сечения стойки.
			1-1	2-2	3-3	4-4
			М, кНм.	N, кН.	М, КНм.	N, кН.	М, кНм.	N, кН.	М, кНм.	N, кН.	Q, кН.
1	2	3	4	5	6	7	8	9	10	11	12
1		1	1,2	1,2	1,3,7,5,9	1,11
			-124	-620	-91	-634	-530	-1669	-408	-376	-43
		0.9	1,2	1,2,5,9,11	1,2,3,7,5,9,11	1,5,9,11
			-117	-584	-188	-598	-539	-1858	-648	-376	-58
2		1	-	1,3,7,6,10	1,6,10	1,3,7,6,10
			-	-	412	-274	58	-319	1022	-1726	99
		0.9	-	1,3,7,6,10,12	1, 6,10,12	1,2,3,7,6,10,12
			-	-	382	-274	64.9	-319	1220	-1915	120
3		1	1,2	1,2	1,3,7,5,9	1,11
			-124	-620	-91	-634	-530	-1669	-408	-376	-43
		0.9	1,2	1,2,5,9,11	1,2,3,7,5,9,11	1,5,9,11
			-117	-584	-188	-598	-539	-1858	-648	-376	-58
4		1	-	1,3,7,6,10	1, 6,10	1,3,7,6,10
			-	-	412	-274	58	-319	1022	-1726	99
		0.9	-	1,3,7,6,10,12	1, 6,10,12	1,2,3,7,6,10,12
			-	-	382	-274	64.9	-319	1220	-1915	120
5		1	1,11	1,5,9	1,5,9	1,11
			-52	-260	-121	-274	-108	-319	-408	-376	-43
		0.9	1,11	1,5,9,11	1,5,9,11	1,5,9,11
			-52	-260	-141	-274	-128	-319	-648	-376	-58
6		1	-	1,3,7,6,10	1,6,10	1,6,10
			-	-	412	-274	58	-319	329	-376	18
		0.9	-	1,3,7,6,10,12	1,6,10,12	1,6,10,12
			-	-	382	-274	64.9	-319	562	-.376	45.2
7		0.9	-	-	-	1,2,3,7,6,10,12
			-	-	-	-	-	-	-	-	120

2.2.2 Расчет колонны, внецентренно сжатой

Расчетные усилия.

Надкрановая часть колонны:

Подкрановая часть колонны:

Материал конструкции.

Материал колонны - сталь марки С235 с нормативным сопротивлением .

Жесткости.

Соотношение жесткостей верхней и нижней частей колонны:

J_в/ J_н = 1/8 = 0.125

Расчетные длины колонны.

Т.к. < 0.6 и N_н/ N_в = 1915/634 = 3.02 > 3, то , =2.5.

Расчетные длины в плоскости рамы:

Расчетные длины из плоскости рамы:

Подбор сечения верхней части колонны.

Сечение верхней части колонны принимаем в виде сварного двутавра высотой h_в = 500 мм.

Требуемая площадь сечения.

Требуемую площадь сечения определяем из формулы расчета внецентренно сжатых элементов на устойчивость в плоскости действия момента:

Где:

-коэффициент условия работы

- коэффициент для проверки устойчивости, в плоскости действия момента.

Т.о. по приложению 8 [4], .

Компоновка сечения.

Высота стенки h_ст = h_в - 2t_п = 500 - 212 = 476 мм (предварительно принимаем толщину полок t_п = 12 мм).

Из условия местной устойчивости:



Принимаем t_ст = 8 мм.

Требуемая площадь полки:

Из условия устойчивости верхней части колонны из плоскости действия момента ширина полки:

b_п l_вy/20 = 3850/20 = 192.5

Из условия местной устойчивости полки:

Принимаем b_п = 280 мм, t_п = 12 мм.

А_п = 281.2 = 33.6 см² > А_п,тр = 32.2 см²;

b_п = 280 > l_вy/20 = 3850/20 = 192.5;

Геометрические характеристики сечения.

Полная площадь сечения:

А₀ = 2281.2 + 0.847.6 = 105.28 см².

Расчетная площадь сечения (с учетом только устойчивой части стенки):

Моменты инерции:

Момент сопротивления:

Радиусы инерции и гибкости:

Проверка устойчивости верхней части колонны в плоскости действия момента.

А_п/А_ст = 281.2/(0.847.6) = 0.9, тогда согласно табл. 73 [2]

Т.о. по табл. 74 [2], .

тогда фактическое напряжение в сечении равно:

Проверка устойчивости верхней части колонны из плоскости действия момента.

Расчетная формула имеет вид:

Т.о. по прил. 7 [4], .

Определяем значение , которое зависит от значения относительного эксцентриситета , который определяется следующим образом.

Для определения за расчетный момент принимают максимальный момент в пределах средней трети расчетной длины стержня, т. е. в данном случае высоты верхней части колонны , но не менее половины наибольшего момента в пределах верхней части колонны.

.

Тогда:

при m_x = 5 согласно п.п. 5.31 [2]

=1



Рис. 10 Ссечение наддкрановой части колонны.

Подбор сечения нижней части колонны.

Сечение нижней части колонны сквозное, состоящее из двух ветвей, соединенных решеткой. Высота сечения h_н = 1000 мм. подкрановую ветвь колонны принимаем из широкополочного двутавра, наружную - составную сварного сечения из трех листов.

Ориентировочное положение центра тяжести.

z₀ = 50 мм.

h₀ = h - z₀ = 1000 - 50 = 950 мм.

Усилия в ветвях колонны:

Требуемая площадь ветвей колонны:

для подкрановой ветви:

(задаемся = 0.7; R = 225 МПа - сталь ВСт3кп2, фасонный прокат).

Принимаем двутавр 60Ш3 (А = 261.8, J_x1 = 13420 cм⁴, i _x1 = 7.16 cм, i _y = 24.48 cм).

для наружной ветви: (задаемся = 0.7; R = 215 МПа - сталь ВСт3кп2, листовой прокат толщиной до 20 мм).

Для удобства прикрепления элементов решетки просвет между внутренними гранями полок принимаем таким же, как в подкрановой ветви (546 мм). Толщину стенки швеллера принимаем равной 12 мм, высота стенки из условия размещения сварных швов h_cт = 580 мм.

Требуемая площадь полок:

А_п = (А_в2 - t_стh_ст)/2 = (101 - 1.258)/2 = 15.7 см².

Из условия местной устойчивости полки швелера:

Принимаем b_п = 140 мм, t _п = 12 мм, А_п = 1680 мм² = 16.8 см².

Геометрические характеристики ветви:

А_в2 = 216.8 + 1.258 = 103.2 см²;

z₀ = (1.2580.6 + 216.8(14/2 + 1.2))/103.2 = 3.

I_x2 = 1.2582.4² + 21.214³/12 + 16.825.2² = 1858 cм⁴;

I_y = 1.258³/12 + 21.214³/12 + 16.8227.9² = 46214 cм⁴;



Рис. 11 Ссечение подкрановой части колонны.

Уточняем положение центра тяжести сечения колонны:

h₀ = h - z₀ = 1000 - 30 = 970 мм.

Уточняем усилия в ветвях колонны:

Проверка устойчивости ветвей колонны из плоскости действия момента.

Подкрановая ветвь:

Наружная ветвь:

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

Принимаем l_в1 = 299, разделив нижнюю часть колонны на целое число панелей.

Проверяем устойчивость ветвей в плоскости рамы (относительно осей x₁-x₁ и x₂-x₂):

Для подкрановой ветви:

Для наружной ветви:

Расчет решетки подкрановой части колонны.

Поперечная сила в сечении колонны Q_max = 120 кН. Расчетная сила кроме этого приближенно не должна быть меньше 0.2A т.е. , где A = 365 - площадь сечения колонны.

Усилие в раскосе, считая равномерную передачу сил на две плоскости, найдем по формуле:

Где: - угол наклона раскоса.

Зададимся _р = 120, = 0.43.

Требуемая площадь раскоса:

= 0.75 - сжатый уголок, прикрепленный одной полкой.

Принимаем уголок 100x8. A = 15.6 см², z₀ = 2.75 cм, i_min = 1.98 см.

Длина раскоса:

Гибкость:

Напряжение в раскосе:

Проверка устойчивости колонны в плоскости действия момента как единого стержня.

Геометрические характеристики всего сечения:

А = А_в1 + А_в2 = 261.8 +103.2 = 365 см²;

J_x = А_в1(y₁)² + А_в2(y₂)² = 261.8(27.5)² + 103.2(69.5)² = 696468 см⁴;

Где:

при

A_p1 =2A_p = 215.6 = 31.2 см²,-площадь сечения раскосов по двум граням сечения колонны.

Для комбинации усилий, догружающих наружную ветвь:

_вн = 0.42;

Для комбинации усилий, догружающих подкрановую ветвь:

_вн = 0.46;

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

Расчет и конструирование узла сопряжения верхней и нижней частей колонны.

Расчетные комбинации усилий в сечении над уступом:

1)

2)

Давление кранов:

D_max = 1350 кН.

Прочность стыкового шва (Ш1) проверяем по нормальным напряжениям в крайних точках сечения надкрановой части. Площадь шва равна площади сечения колонны.

1-я комбинация M и N:

наружная полка:

внутренняя полка:

2-я комбинация M и N:

наружная полка:

внутренняя полка:

Толщину стенки траверсы определяем из условия смятия:

t_тр D_max/l_смR_см,т = 1350/(4935) = 0.78 cм;

l_см = b_оп + 2t_пл = 45 + 22 = 49 см, принимаем t_пл = 2 см.

R_см,т = 350 МПа.

Принимаем t_тр = 1 см.

Усилие во внутренней полке верхней части колонны:

N_п = N/2 + M/h_в = 274/2 + 41200/50 = 961 кН.

Длина шва крепления вертикального ребра траверсы к стенке траверсы:

Применяем полуавтоматическую сварку проволокой марки Св-08А, d = 1.4…2 мм, _ш = 0.9, _с = 1.05. назначаем k_ш = 6 мм, _y^cв = 1, R_y^cв = 165 МПа.

Составляем комбинацию усилий, дающую наибольшую опорную реакцию траверсы. Такой комбинацией будет сочетание.

F = Nh_в/2h_н - M/h_н + 0.9D_max = 59850/2100 - (-1880)/100 + 0.91350 = 1366 кН.

Высота траверсы:

Принимаем высоту траверсы 50 см (из конструктивных соображений).

Нижний пояс траверсы принимаем конструктивно 546 x 10 мм, верхние горизонтальные ребра - из двух листов 180 x 10 мм.

Геометрические характеристики траверсы:

Центр тяжести:

Момент инерции:

Максимальный изгибающий момент в траверсе:

M = (Nh_в/2h_н - M/h_н)(h_н - h_в) = (59850/2100 - (-18800)/100)50 = 16875 кНсм.

Напряжение в траверсе:



Q_max = Nh_в/2h_н - M/h_н + k0.9D_max/2 = 59850/2100 - (-18800)/100 + 1.20.91350/2 = 1066.5 кН.

k = 1.2 - коэффициент, учитывающий неравномерную передачу усилия D_max.

Следовательно увеличиваем высоту траверсы до 70 см и толщину стенки до 1.2 см. Тогда:

Расчет и конструирование базы колонны.

Проектируем базу раздельного типа.

Расчетные комбинации усилий в нижнем сечении колонны:

1)

2)

Уточняем усилия в ветвях колонны:

База наружной ветви.

Требуемая площадь:

По конструктивным соображениям свес плиты с₂ должен быть не менее 4 см. Тогда

По конструктивным соображениям принимаем L_пл.тр = 30 см. Следовательно фактическая площадь больше требуемой.

Среднее напряжение в бетоне под плитой:

Расстояние между траверсами в свету:

2(b_п + t_ст - z₀) = 2(14 + 1.2 - 3) = 24.4 cм.

При толщине траверсы 12 мм с₁ = (30 - 24.4 - 21.2)/2 = 1.6 cм.

Изгибающие моменты на отдельных участках плиты:

Участок 1(консольный свес с = с₁ = 1.6 см):

Участок 2(консольный свес с = с₂ =4 см):

Участок 3(плита, оперетая на 4 стороны; b/a = 546/140 = 3.9 > 2, = 0.125):



Участок 4(плита, оперетая на 4 стороны; b/a = 546/92 =5.9 > 2, = 0.125):

Для расчета принимаем М₃ = 9.8 кНсм.

Требуемая площадь плиты:

R = 230 МПа для стали Вст3кп2 толщиной до 20 мм.

Принимаем t_пл = 18 мм (2 мм - припуск на фрезеровку).

Высоту траверсы определяем из условий размещения шва крепления траверсы к ветви колонны. В запас прочности все усилие в ветви передаем на траверсы через 4 угловых шва. Сварка полуавтоматическая проволокой марки Св-08А, d = 1.4…2 мм, k_ш = 8 мм.

Требуемая длина шва:

Принимаем h_тр = 20 см.

Расчет анкерных болтов.

Требуемое расчетное усилие в болтах:

Где: М, N -- момент и нормальные силы, действующие в уровне верхнего обреза фундамента, определяемые при выборе наихудшего случая загружения.

а = 75 см - расстояние от оси колонны до середины опорной плиты подкрановой ветви;

- расстояние между осями анкерных болтов;

Расчетное усилие в одном болте:

По табл 6.11 [7] находим ближайший диаметр 36 мм. Длина заделки анкера в бетон 1300 мм.

Оголовок колонны.

Давление со стропильной фермы N = 620 кН. Торец плиты оголовка назначаем 20 мм.

С плиты оголовка давление фермы передается на вертикальные ребра колонны через их фрезерованные торцы.

Конструктивно принимаем сечение ребра 80x12 мм. назначение толщины швов 8 мм, соединяющих опорные ребра со стенкой колонны.



Увеличиваем длину ребра до 360 мм.

Остальные швы принимаем конструктивно.

2.3 Расчет подкрановой балки

Требуется рассчитать подкрановую балку крайнего ряда пролетом 12 м. под два крана грузоподъемностью 50/10 т. Режим работы кранов - 7К. Пролет здания 30 м. Материал балки сталь Вст3Гпс5-1; R = 230 МПа (при t = 20 мм); R_ср = 135 МПа.

2.3.1 Нагрузки на подкрановую балку

Для крана Q = 50 т. наибольшее вертикальное усилие на колесе F^н_к = 500 кН, вес тележки G_т = 180 кН, тип кранового рельса КР-80.

Схема крановой нагрузки приведена на рис. 12.

Рис. 12 Схема крановой нагрузки.

Расчетные значения усилий на колесе крана определяем с учетом коэффициента надежности по назначению _n = 0.95:

F_к = _nn_cnk₁F^н_к = 0.950.951.11.1500 = 546 кН,

T_к = _nn_cnk₂T^н_к = 0.950.951.1116.75 = 16.63 кН,

2.3.2 Определение расчетных усилий

Расчетный момент от вертикальной нагрузки:

M_x = F_кy_i = 1.055465.7 = 3268 кНм.

Наибольший изгибающий момент в разрезной балке от заданной системы сил возникает, когда равнодействующая всех сил (R), находящихся на балке, и ближайшая к ней сила равно удалены от середины пролета балки (рис. 13); при этом наибольший изгибающий момент будет находится под силой, ближайшей к середине пролета балки.

Рис. 13 К определению Мmax.

Расчетный момент от горизонтальной нагрузки:

M_y = T_кy_i = 16.635.7 = 95 кНм.

Расчетные значения вертикальной и горизонтальной поперечной сил:

Q_x = F_кy_i = 1.055462.31 = 1324,3 кН;

Q_y = T_кy_i = 16.632.31 = 38.4 кН.

Рис. 14 К определению Qmax.

2.3.3 Подбор сечения балки

Принимаем подкрановую балку симметричного сечения с тормозной конструкцией в виде листа из рифленой стали t = 6 мм и швелера №36.

Значение коэффициента :

h_б = 1/10l; h_б = h_н = 1 м.

Задаемся

k_ст = h_ст/t_ст = 120.

Оптимальная высота балки:

Минимальная высота балки:

M_н = _нF^н_кy_i = 0.955003.57 = 1695.75 кНм

(момент от загружения балки одним краном).

Принимаем h_б = 120 см (кратной 10 см).

Задаемся толщиной полок t_п = 2 см, тогда h_ст = h_б - 2t_п = 120 - 22 = 116 см.

Из условия среза стенки силой Q_x:

t_ст 1.5Q_x/(h_стR_ср) = 1.51324.3/(11613.5) = 1.27 cм.

Принимаем толщину стенки t_ст = 1,4 см.

Размеры поясных листов:

I_xтр = W_xтрh_б/2 = 15203120/2 = 912180 cм⁴;

I_cт = 1.4116³/12 = 182104.5 cм⁴;

Принимаем пояс из листа сечения 20 x 550 мм, A_п = 110 см².

Устойчивость пояса обеспечена, т.к.

По полученным данным компонуем сечение балки (рис.15).

Рис. 15 Сечение балки

2.3.4 Проверка прочности сечения

Определим геометрические характеристики принятого сечения.

Относительно оси x - x:

I_x = 1,4116³/12 + 2552(116/2 + 1,4)² = 958343.7 cм⁴;



Геометрические характеристики тормозной балки относительно оси y - y (в состав тормозной балки входят верхний пояс, тормозной лист и швеллер):

x₀ = (0.671.554.25 + 53.494.3)/(0.671.5 + 53.4 + 245) = 40 cм.

I_y = 0.671.5³/12 + 0.671.5(54.25 - 40)² + 53.4(94.3 - 40)² + 45240² + 245³/12 = 343624 cм⁴;

Проверим нормальные напряжения в верхнем поясе (точка А):

Проверим прочность стенки на действие касательных напряжений на опоре:

Жесткость балки обеспечена, т.к. принятая высота балки h_б > h_min.

Проверим прочность стенки балки от действия местных напряжений под колесом крана:

F_к = F^н_кn_н = 5001.10.95 = 522.5 кН;

где

I_p = 1547.4 см⁴ - момент инерции рельса КР-80;

c = 3.25 - коэффициент податливости сопряжения пояса и стенки для сварных балок.

2.3.5 Проверка приведенных напряжений

= 1.15 - коэффициент для расчета разрезных балок.

2.3.6 Проверка местной устойчивости стенки балки

Отношение высоты стенки к ее толщине h_ст/t_cт(R/E) = 116/1.4(23/2.0610⁴) =2.77 >2.2, поэтому требуется установка поперечных ребер жесткости, расстояние между которыми принимаем 1500 мм.

Проверим местную устойчивость стенки среднего отсека (наибольшие нормальные напряжения) и приопорного отсека (наибольшие касательные напряжения).

Рис. 16 К проверке местной устойчивости стенки балки: а- проверяемые отсеки; б - загружения для среднего отсека; в - загружения для приопорного отсека

Средний отсек.<...