Размещено на http://www.allbest.ru/

Компоновка поперечной рамы.

Пролет, L=24м

Шаг колонн, В=12м

За расчетную высоту рамы принимается расстояние от фундамента до нижнего пояса фермы, Н=16950мм.

Расстояние от уровня пола до верха консоли колонны:

Lн=Hу.г.р. - hк.р.- hпб+1000мм = 13700-150-1400+1000=13150 мм

где Hу.г.р.- уровень головки рельса

hк.р.- высота кранового рельса

hпб- высота подкрановой балки

Расстояние от верха консоли до верха колонны:

Lв=hпб+hк.р.+hкран+300=1400+150+3700+300=5550

Выбор сечения колонны.

h1= (1/8-1/12)*Lн(500,750,1000,1250)

h2= (1/11-1/14)*Lв(1000,1250,1500,1750)

Принимается:h1= 1000h2= 400

Надкрановая часть

Двутавр №55Б2 Jх=62790 см⁴. Jу=2760 см⁴.

Jн /Jв=9

Размещено на http://www.allbest.ru/

Сбор нагрузок.

По СНиП II.01.01-82

Снеговой район III

Ветровой район II

Средняя скорость ветра зимой 3 м/с

Среднемесячная температура января -15

Тип местности В: городские территории, лесные массивы, препятствия высотой более 10м.

Для не отапливаемого здания в климатическом районе строительства II В (г.Екатеринбург): рама крановой колонна ферма

Наибольшее расстояние между температурными швами 140 м; таб.42 СНиП II-23-81*.

Постоянные нагрузки.

Нагрузки	qн,кг/м2	гf	qр,кг/м2
1.Постоянные
1.1. На 1м покрытия:
Плита настила по прогонам 3х12м	30	1,1	33
Ферма со связями	30	1,05	31,5
Итого:			64,5
1.2. Вес колонны:	30	1,05	31,5
1.3. Стеновые ограждения
Стена профнастил	10	1,05	10,5
Окно t=12мм г=2500кг/м3	40	1,1	44

Gпокрытия= q_р*B *L/2 =64,5*12*24/2=9288 кг

где В- шаг колонн, L- пролет.

Распределенная нагрузка на ригель

q = q_р*B=64,5*12=774 кг/м

Вес колонны.

Вес колонны принимают q_нкол=25-40 кг/м²

Gкол= q_н кол*L/2*B*гf =30*24/2*12*1,05 = 4536кг

Нагрузку разделяют на две части Gкол,верх=0,3* Gкол =1360 кг/м²

Gкол,низ=0,7* Gкол =3175 кг/м²

Стеновые ограждения.

Нагрузку от стен можно не учитывать т.к. она разгружает (в запас прочности). Нижнюю часть нагрузки рассчитывают без учета цокольной панели.

F=Gпокрытия+ Gкол,верх+Gстен=9288+1360=10648 кг

Снеговая нагрузка.

Нормативное значение снеговой нагрузки 100 кг/м². СНиП 2.01.07-85*.

Наибольшее расстояние от температурного шва или торца здания до оси вертикальной связи 50 м.

Полное нормативное значение снеговой нагрузки на горизонтальную проекцию покрытия s следует определять по формуле

где s₀ -- нормативное значение веса снегового покрова на 1 м² горизонтальной поверхности земли, принимаемое в соответствии с п. 5.2;

=1 при скате кровли менее 25?-- коэффициент перехода от веса снегового покрова земли к снеговой нагрузке на покрытие, принимаемый в соответствии с пп. 5.3 -- 5.6.

_{qпокрытия /qснег<0.8, то гf=1.6 ,иначе гf=1.4}

_{Fснег=S0***В*(L/2) =100*1*1,6*12*24/2=23040 кг}

q= S0***В=100*1*1,6*12=1920 кг/м

Ветровая нагрузка.

Нормативное значение ветрового давления о=30 кг/м², для II ветрового района.

_{i=о**c* гf(qi=о**c* гf *В,),}

_{Где о - нормативное значение ветрового давления;}

_{- коэффициент, учитывающий изменение ветрового давления по высоте;}

_{c - аэродинамический коэффициент, для вертикальных стен се=0,8 с наветренной стороны и сез= -0,6 для подветренной стороны.}

В=12м- шаг рам.:

_{q5=30*0,5*0,8*1,4*12=201,6 кг/м.}

_{q10=30*0,65*0,8*1,4*12=261,6 кг/м.}

_{q20=30*0,8*0,8*1,4*12=322,8 кг/м.}

Размещено на http://www.allbest.ru/

_{Методом интерполяции находим значения нагрузок q19.2 (уровень низа фермы h2=16.95м) и q20.1(уровень верха парапета h3=20.1м.)}

_{q16.95=261,6+(322,8-261,6)*(16,95-10)/10=304кг/м².}

_{q20.1=322,8 кг/м².}

_{Ветровая нагрузка на парапет:}

_{W1=0,5*(q16.95+q20.1)*(h3-h2)= 0,5*(304+322,8)*(20,1-16,95)=987кг}

_{W2= W1*сез/се=987*0,6/0,8=740 кг}

_{Для упрощения используют эквивалентную нагрузку, так чтобы моменты, М от эквивалентной и фактической нагрузок были равны, в заделке консоли, равной по длине высоте рамы.}

_{qэкв= q10 *}

_{при h<10м -1, h=15м -1,04, h=20м -1,1, h=25м -1,17, h=30м -1,23.}

_{q экв,1= 261,6*1,1=288кг/м;}

_{q экв,2= q экв,1* сез/се=287,8*(0,6/0,8)= 216 кг/м}

Крановые нагрузки.

Кран грузоподъемностью Q 80/20т. Режим работы К5.

Общий вес крана,G: 112т.

Вес тележки, Gt: 38,7т.

К=4350мм, К1=3150мм.

Давление колеса: Pn₂,max = 35,7т. Мет.констр. Беленя Е.И. Приложение1. Pn₁,max = 37,7т.

Pn,min = (Q+G)/ n₀- Pn,max

n₀- число колес крана.

_{Pn1,min = (80+112)/4- 35,7=12,3тPn2,min = (80+112)/4- 37,7=10,3т}

Вертикальные.

_{База крана (расстояние между колесами) К=4350 мм}

Размещено на http://www.allbest.ru/

Y1=1	Y2=0,50	Y3=0,57
Y4=0,93	Y5=0, 74	Y6=0,67
Y7=0,31	Y8=0,24

y=4,97

_{Давление колес на колонну}

_{Дmax(min)= (Fn,max(min) *y) *гf *+Gпб*гf1+gпл*bпл*В*гf2}

_{В= - шаг колонн.}

_{Gпб= - вес подкрановой балки}

_{Gпл=150кг, bпл-полезная нагрузка для обслуживания крана и ширина площадки.}

_{=0,85- коэффициент сочетания нагрузок для 2х кранов}

_{Дmax = (35,7*(0,50+0,57+0,74+0,67)+37,7*(1+0,93+0,31+0,24))*1,1*0,85= 170,2т;}

_{Дmin = (12,3*(0,50+0,57+0,74+0,67)+10,3*(1+0,93+0,31+0,24))*1,1*0,85=52,4 т.}

_{Моменты от крановой нагрузки:}

_{е=Нн/2=1000/2}

_{Мmin=Дmin*e=52,4*0,5=26,2 т*м, Мmax=Дmax*e=170,2*0,5=85,1 т*м;}

Горизонтальная крановая нагрузка на колонну при поперечном торможении.

_{Tn=*(Q+Gтел)/n0}

_{n0- число колес крана.}

_{Для крана с жесткой подвеской груза =0,1., с гибкой =0,05.}

_{Tn=0,05*(80+38,7)/4=1,5т}

_{Т=(Тn*y) * гf *1}

_{Т= 1,5*4,97*1,1*0,85= 7т}

Статический расчет рамы.

_{На начальном этапе проектирования принимается:}

_{n=Jв/Jн=0,1 Jр/Jн=4}

;;; i=Е*J_H/H;Jр/Jн=4

H- расстояние от верхнего обреза фундамента до нижнего пояса фермы.

Расчет рамы произведен на ЭВМ в программе SCAD 7.27. Результаты расчета приведены в таблице.

Для примера выполнен расчет ветровой нагрузки по таблицам из справочника.

_{Расчет на постоянную нагрузку} Мет.констр. Беленя Е.И. По таблице 12.4.стр.297.

_{Момент по часовой стрелке положительный.}

_{Эксцентриситет между центрами тяжести верхнего и нижнего сечениями колонны.}

_{е0=(hн-hв)/2=(1000-550)/2=225мм}

М=-F*e₀=-10648*0,225=-2396 кг*м

Для упрощения расчета принимается, что при симметричной нагрузке не происходит сдвига =0, тогда:

Каноническое уравнение для левого узла

Моменты от поворота узлов на угол =1, ( Эпюра М₁):

М_1А=К_А*i=0,687i

М_1В= К_В*i=-0,58i

М_1С= К_С*i=-0,2i

М_1В^риг=8*i*Н/L=8*17,8*i/24=5,93i

Моменты от нагрузки на стойках, (Эпюра Мр):

М_АР=К_А*М=0,3*-2396= -719

М_ВР= К_В*М=-0,171*-2396= 410

М_СР^В=(К_С+1)*М=(1-0,729)* -2396=-649

М_СР^Н= К_С*М=-0,729*-2396= 1747

М_ВР^риг=-q*L²/12=-774*12²/12=-9288

Коэффициенты канонического уравнения:

Определяются при вырезании отдельного узла, М=0

r₁₁=M_1B+M_1B^риг=(0,58+5,93)i =6,51i( по М₁):

R_1P=М_ВР+М_ВР^риг=-410-9288 = -9698( по М_Р)

Угол поворота =-R_1P/r₁₁=9698/6,51i=1490/i

Эпюра моментов (M₁*+Mp) от постоянной нагрузки:

M_A=M_1A*+M_AP=0,687i*1490/i -719= 305

M_В=M_1В*+M_ВP=-0,58i*1490/i +410= -454

M_С^В=M_1С*+M_СP^В=-0,2i*1490/i -649=-947

M_С^Н=M_1С*+M_СP^Н=-0,2i*1490/i +1747=1449

M_В^риг=M_1В^риг _* + M_ВР^риг =5,93i*1490/i -9288=-452

Проверкой правильности расчета служит равенство моментов в узле В , равенство перепада эпюры моментов в точке С внешнему моменту , а также равенство поперечных сил на верхней и нижней частях колонны.

Разница получена в результате округления параметра .

Таблица расчетных усилий в сечениях левой стойки рамы.

№	Тип нагружения	n	Сечения стойки
			1-1	2-2	3-3	4-4
			M,тм	N,т	M,тм	N,т	M,тм	N,т	M,тм	N,т	Q,т
1	Постоянная	1	-0,48	10,65	0,91	10,65	-2,28	10,65	0,999	13,82	-0,25
2	Снег	1	-0,9	23,04	1,7	23,04	-4,33	23,04	-1,89	23,04	-0,47
		0,9	-0,81	20,736	1,53	20,74	-3,9	20,74	-1,70	20,74	-0,42
3	Dmax слева	1	1,64	0	-22,48	0	62,19	170,2	5,4	170,2	4,35
		0,9	1,48	0	-20,23	0	55,97	153,18	4,86	153,18	3,92
3*	Dmax справа	1	-14,94	0	9,21	0	-16,99	52,4	40,23	52,4	-4,35
		0,9	-13,45	0	8,29	0	-15,29	47,16	36,21	47,16	-3,92
4	Т слева	1±	±0,96	0	±4,82	0	±4,82	0	±50,47	0	±4,2
		0,9	±0,86	0	±4,34	0	±4,34	0	±45,42	0	±3,78
4*	Т справа	1±	±13,37	0	±2,15	0	±2,15	0	±38,91	0	±2,8
		0,9	±12,03	0	±1,94	0	±1,94	0	±35,02	0	±2,52
5	Ветер справа	1	10,34	0	0,61	0	0,61	0	-48,99	0	5,19
		0,9	9,31	0	0,55	0	0,55	0	-44,09	0	4,67
5*	Ветер слева	1	-9,16	0	-1,54	0	-1,54	0	51,93	0	-5,96
		0,9	-8,24	0	-1,39	0	-1,39	0	46,74	0	-5,36
I			1,3,4,5	1,2,3*,4*,5	1,3,4,5	1,3*,4*,5*
	Mmax		11,17	10,65	13,22	31,39	58,58	163,83	118,97	60,98	-7,01
II			1,2,3*,4*,5*	1,3,4,5*	1,2,3*,4*,5*	1,2,3,4,5
	Mmin		-35,01	31,39	-25,05	10,65	-24,8	78,55	-85,35	187,74	4,14
III			1,2	1,2,5	1,2,3	1,2,3
	Nmax		-0,96	33,69	2,99	33,69	49,79	184,57	4,159	187,74	3,25

(+)- по часовой стрелке

Усилия и напряжения элементов, т, м
Номер эл-та	Номер сечен.	Номер загруж.	Усилия и напряжения
			M	Q
1	1	1	.999294	-.249718
		2	1.89221	-.472854
		3	51.9251	-5.95541
		4	5.40363	4.35091
		5	-50.4681	4.20446
	2	1	-2.2845	-.249718
		2	-4.32581	-.472854
		3	-1.53754	-2.172
		4	62.6181	4.35091
		5	4.82049	4.20446
2	1	1	.909498	-.249718
		2	1.72218	-.472854
		3	-1.53754	-2.1704
		4	-22.4818	4.35091
		5	4.82049	4.20446
	2	1	-.476438	-.249718
		2	-.902159	-.472854
		3	-9.15659	-.573602
		4	1.66576	4.35091
		5	.960261	-2.79553
3	1	1	-.999294	.249718
		2	-1.89221	.472854
		3	48.9941	-5.18975
		4	40.2256	-4.35091
		5	-38.911	2.79553
	2	1	2.2845	.249718
		2	4.32581	.472854
		3	-.612899	-2.35219
		4	-16.9889	-4.35091
		5	-2.14968	2.79553
4	1	1	-.909498	.249718
		2	-1.72218	.472854
		3	-.612896	-2.35099
		4	9.21109	-4.35091
		5	-2.14968	2.79553
	2	1	.476438	.249718
		2	.902159	.472854
		3	-10.3409	-1.15339
		4	-14.9364	-4.35091
		5	13.3655	2.79553
5	1	1	.476438	0.
		2	.902159	0.
		3	9.15659	-.812396
		4	-1.66575	-.552946
		5	-.960261	.596908
	2	1	.476438	0.
		2	.902159	0.
		3	-10.3409	-.812396
		4	-14.9364	-.552946

Расчет стропильной фермы

Исходные данные.

Материал стержней ферм - сталь марки С255 по ГОСТ 27772-88. Ry=2,45т/см².

Пояса из тавров с параллельными гранями полок; решетка из уголков.

Размещено на http://www.allbest.ru/

Сбор нагрузок на ферму.

Постоянная нагрузка

Нагрузка от покрытия: q=64,5кг/см².

узловые силы:

F1= F2= F3= F4= F5= F6= F7=q*B*d=64,5*12*3=2322кг

F0= F8= F1/2-приложены к колонне, в расчете не учитываются.

опорные реакции: Fa=F_Б=9288кг.

Снеговая нагрузка

Расчетная нагрузка :q=160кг/м².

узловые силы: Р1= Р2= Р3= Р4= Р5= Р6= Р7=q*B*d =160*12*3=5760кг

опорные реакции: Ра=Р_Б=20160кг

Расчет распора от рамных моментов рассматривается для двух комбинаций, М_мах и М_мах без учета снеговой.

Моменты раскладываются на пары сил. Н=М/h

Н1- сумма поперечных сил в сечении 1-1 (нужно учитывать силу ветровой нагрузки на парапет).

Нагрузка от рамных моментов:

1-я комбинация:

М_1,мах = -35,01тм М_2,соотв =0,48+0,9-13,45+12,03-9,31=-9,35 тм

2-я комбинация:

М₁ = -34,63-(-0,43)=-34,2тм М_2,соотв =0,48-13,45+12,03-9,31=-10,25 тм

Нагрузка от распора рам:

1-я комбинация:

Н1= -0,25+0,9*(-0,47-4,35-2,8-2,17+0,99) = -8,17 т

Н2= 0,25+0,9*(0,47+4,35+2,8-2,35+0,74) = 5,7 т

2-я комбинация:

Н1= -0,25+0,9*(-4,35-2,8-2,17+0,99) =-7,75 т

Н2= 0,25+0,9*(4,35+2,8-2,35+0,74) =5,24 т

Определение усилий в стержнях фермы

Расчет рамы произведен на ЭВМ в программе SCAD 7.27. Результаты расчета приведены в таблице.

Усилия в стержнях фермы определяем раздельно для каждой нагрузки.

При вычерчивании схемы фермы за расчетную высоту принимается расстояние между осями поясов. Сумму привязок осей поясов таврового сечения к их внешним граням можно принять равной 100 мм. Уклоном фермы при i=0.015 можно пренебречь.

Усилие от распора рамы прикладываем целиком к нижнему поясу. Изменение усилий по длине пояса можно принять линейным. Усилия от всех видов загружений сводим в таблицу расчетных усилий в стержнях фермы и находим расчетные усилия. Усилия от расчетных моментов и распора рамы учитываем только в том случае, если они догружают стержень или меняют знак.

Расчетные усилия в стержнях фермы

Эле-мент	№ стержня	Усилия от постоянной нагрузки	Усилия от снеговой нагрузки	Усилия от опорных моментов	Усилия от распора рамы	Расчетные усилия
					М1	М2	Н	№ усилий	Растяжение	№ усилий	Сжатие
		1	2a	2б	3	4	5
1	2	3	4	5	6	7	10	11	12	13	14
Верхний пояс	5	0	0	0	11,1	10,86	0	3	11,1	-	-
	6,7	-13,27	-32,91	-29,62	7,58	4,33	0	-	-	1+2а	-46,18
	8	-17,69	-43,89	-39,50	4,07	3,8	0	-	-	1+2а	-61,58
Нижний пояс	1	7,74	19,2	17,28	-9,34	-9,1	5,7	1+2б+5	30,72	-	-
	2	16,59	41,14	37,03	-5,82	-5,57	5,7	1+2б+5	59,32	-	-
Раскосы	14,16	-11,22	-27,84	-25,06	-2,55	-2,56	0	-	-	1+2а	-39,06
	15	0	0	0	0	0	0	-	-	-	-
	17	8,02	19,89	17,90	2,55	2,56	0	1+2б+4	28,48	-	-
	19	-4,81	-11,93	-10,74	-2,55	-2,56	0	-	-	1+2а	-16,74
	20	1,6	3,98	3,58	2,55	2,56	0	1+2б+4	7,74	-	-
Стойки	18	-2,32	-5,76	-5,18	0	0	0	-	-	1+2а	-8,1
	21	-2,32	-5,76	-5,18	0	0	0	-	-	1+2а	-8,1

Проверка сечений стержней фермы

Эле- мент	№ стерж- ня	Расчетное усилие, т	Сечение	Площадь, А,							Проверка сечений
		растяжение	сжатие									Прочность	Устойчивость
1	2	3	4	5	6	7	8	9	10	11	12	13	14
Верхний пояс	5	11,1	-	15шт	33,97	250/250	4,66/3,39	53/74	400	-	-	0,3<2.3	-
	6,7	-	-46,18	15шт	33,97	300/300	4,66/3,39	54,3/88,5	120	0,612	0,95	-	2,2<2,3
	8	-	-61,58	17,5шт	47,5	300/300	5,86/4,52	51,2/66,4	120	0,754	0,95	-	1,7<2,3
Нижний пояс	1	30,72	-	15шт	33,97	-	-	-	400	-	-	0.9<2.3	-
	2	59,32	-	20шт	60,84	600/1200	7,2/5,02	83/239	250	-	0,95	1<2,3	-
Раскосы	14,16	-	-39,06	100х8	31,2	197/394	3,87/4,47	51/88	120	0,612	0,95	-	2<2,6
	17	28,48	-	100х8	31,2	342/428	3,87/4,47	51/88	400	-	0,8	0,9<1,96	-
	19	-	-16,74	80х6	18,76	342/428	3,11/3,65	110/117	120	0,419	0,95	-	2,2<2,6
	20	7,74	-	63х5	12,26	342/428	2,44/2,96	140/145	400	-	0,8	0,5<1,96	-
Стойки	18	-	-8.1	63х5	12,26	244/300	2,44/2,96	100/101	120	0,599	0,8	-	1,1<1,96
	21	-	-8,1	63х5	12,26				120	0,599	0,8	-	1,1<1,96

Примечания: шт - тавр широкополочный.

Сечение предварительно выбирается из условия Aтр= N/Ry

Расчетная длина стержня определяется по табл.11.

Для раскосов и стоек, кроме опорных 0,8L.

В зависимости от гибкости по табл.72 СНиП II-23-81* , выбирается коэффициент продольного изгиба .

Предельная гибкость сжатых элементов табл.19.,20.

Подбор и проверка сечений стержней ферм.

Для удобства изготовления и комплектования сортамента металла при проектировании легких ферм обычно устанавливают четыре- шесть различных калибров профиля, из которых подбирают все элементы фермы.

Стержни, составленные из двух уголков или швеллеров, соединенных через прокладки, рассчитывают как сплошностенчатые, что обеспечивается установленными расстояниями между прокладками.

Из условия обеспечения необходимой жесткости при монтаже и перевозке в сварных фермах берут уголки с полками более 50 мм.

При значительных усилиях в поясах ферм подбор сечений стержней можно производить из стали двух марок.

Подбор сечений сжатых стержней начинается с определения требуемой площади по формуле:

-коэффициент условия работы принимается по приложению 13.

где - расчетная длина стержня; - радиус инерции сечения, в свою очередь зависящий от площади .

Требуемую площадь нетто растянутого стержня фермы из стали с отношением определяют по формуле:

где - коэффициент условий работы; - коэффициент надежности.

Расчет на устойчивость внецентренно сжатого верхнего пояса фермы следует выполнять как в плоскости действия момента, так и из плоскости действия момента.

Если сечение компонуется плохо, изменяют значение гибкости и определяют новое значение площади.

Получив геометрические характеристики намеченного сечения, производят проверку стержня в плоскости действия момента по формуле:

Коэффициент принимается по точно вычисленным характеристикам и для принятого сечения.

Расчет на устойчивость при не требуется.

Расчет сварных швов прикрепления раскосов и стоек к фасонкам и поясам фермы.

Для сварки узлов фермы применяем полуавтоматическую сварку проволокой Св-08Г2С Согласно п.11.2*.СНиП II-23-81*; Kf=1.2*tмм; t-меньшая толщина из соединяемых деталей;

Rwf=2200 кгс/см².-по табл.56.

Rwz=0.45Run=0,45*3900=1755 кгс/см².-по табл.3 и табл.51*.

;;;

Несущая способность швов определяется прочностью по границе сплавления, (121):

.

(zRwzwzc)=1,05*1755*1* 0,9=1658

=N/(2*kf*1658)

Расчет швов приведен в таблице.

№ стержня	Сечение	N, т	Шов по обушку	Шов по перу
				Kf,см			Kf,см
18,21	63х5	8,1	0,7N=5670	0,6	4	0,3N=2430	0,6	3
14,16	100х8	39,06	0.7N=27300	0,8	12	0,3N=11700	0,8	6
17	100х8	28.48	0.7N=19936	0,8	9	0,3N=8544	0,8	5
19	80х6	16,74	0.7N=11700	0,6	7	0,3N=5020	0,6	4
20	63х5	7.74	0.7N=5418	0,6	4	0,3N=2322	0,6	2

Расчет внецентренно сжатой колонны.

При расчете колонны необходимо проверить ее прочность, общую и местную устойчивость элементов.

Сечения ступенчатых колонн подбирают раздельно для каждого участка постоянного сечения. Расчетные длины участков колонн в плоскости и из плоскости рамы определяются в зависимости от конструктивной схемы каркаса.

Исходные данные.

Для верхней части колонны в сечении 1-1

N=31390 кг,М1= -35010 кгм;

в сечении 2-2 при том же сочетании нагрузок (1,2,3*,4*,5)

М2=11280 кгм

Для нижней части колонны

N1=163830 кг,M1=58580 кгм (изгибающий момент догружает подкрановую ветвь);

N2=187740 кг,M2= -85350 кгмQ_max= -7,01 т (изгибающий момент догружает наружную ветвь).

Соотношение жесткостей верхней и нижней частей колонны Jн /Jв=9

Материал колонны - сталь марки С255 Ry=2,45т/см².,по ГОСТ 27772-88, бетон фундамента марки В 15.

Двутавр №55Б2

Геометрические характеристики сечения.

Полная площадь сечения,А= 124,75см²;

Jх=62790см²;Wх=2296см³;i_x=22,43см.

Jу=2760 см⁴; Wу=250,9см³;i_y=4,7см.

Определение расчетных длин колонны.

Расчетные длины для верхней и нижней частей колонны в плоскости рамы:.

Lв/ Lн=5,55/13,15=0,42

Коэффициент расчетной длины принимать по приложению 6.,СНиП в зависимости от n и 1.

n=(Jв*Lн)/(Jн*Lв) = ( 1*13,15)/(9*5,55) = 0,26

=Nн+Nв/Nв = (187740+31390)/31390 = 7

1=Lв/Lн*v(Jн/(Jв*)) = 5,55/13,15*v(9/(1*7))=0,48

В однопролетной раме с жестким сопряжением ригеля с колонной верхний конец колонны закреплен только от поворота ;м1=1,862; м2= м1/=1,862/0,48=3,88

Для нижней части колонны Lун= м1*Lн=1,862*1315=2449см;

Для верхней L_Ув= мв*Lв=3,88*555=2153см.

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

; .

Расчет сечения верхней части колонны.

В начале расчета следует задаваться подобным сечением из альбомов конструкций.

Выбранное сечение указано в компановке поперечной рамы.h=39,3см.

Расчет на устойчивость внецентренно-сжатых элементов постоянного сечения в плоскости действия момента, совпадающей с плоскостью симметрии, следует выполнять по формуле

(51)

Коэффициент _e для сплошностенчатых стержней следует определять по табл. 74 в зависимости от условной гибкости и приведенного относительного эксцентриситета m_ef,:

m_ef = m, (52)

с_х=Wx/A=2296/124,75=18,4см;.

кгм;

m_x=M/(N*с) =3501000/(31390*18,4) =6,06.

Значение коэффициента влияния формы сечения определим по табл.73.

Af/Aw=0,3, тогда =1,2

=1,2*6,06=7,3

По табл.74., в зависимости от:и ;определим фе=0,137

Определим требуемую площадь сечения:

=31390/(0,137*2450*1) =94 см².

Проверка устойчивости верхней части колонны из плоскости действия момента.

Расчет согласно п.5.5.,СНиП.

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

=1128000+(3501000-1128000)/555*(555-1/3*419) =2903831 кг*см

=3501000/2=1550500 кг*см

m_x=Mx*A/(N*Wx) = 2903831*124,75/(31390*2296)=5

=419/4,7=89;=91

Расчет на устойчивость внецентренно-сжатых элементов постоянного сечения из плоскости действия момента, совпадающей с плоскостью симметрии, следует выполнять по формуле

(56)

_y коэффициент, вычисляемый согласно требованиям п. 5.3.

при лу=89 фy=0,612

с коэффициент, вычисляемый при значениях относительного эксцентриситета m_x 5 по формуле

=1/(1+0,83*5)=0,19 (57)

где =0,83 и =1 коэффициенты, принимаемые по табл. 10;

hw/tw=51.6<=110

Условие местной устойчивости стенки обеспечивается, значит в расчетное сечение колонны при проверке устойчивости из плоскости действия момента включает полное сечение стенки.

= 31390/(0,19*0,612*124,75) = 2164 < Ry*гc=2450 кгс/см².

Ослабление сечения колонны отсутствует и проверка прочности по формуле

не требуется.

Расчет сечения нижней части колонны.

Сечение нижней части колонны сквозное, состоящее из двух ветвей, соединенных решеткой. Высота сечения . Подкрановую ветвь колонны принимаем из широкополочного двутавра, наружную - составного сварного сечения из трех листов. Определим ориентировочное положение центра тяжести.

Предварительно принимается Z₀=3см; =100-3=97см

Положение центра тяжести оприделяется из уравнения:

Если N1?N2 <10%, тогда

y₁=М₂*h₀/(М₁+М₂)=85350*97/(85350+58580) =58 см;=97-58=39см

Усилия в ветвях определим по формулам:

В подкрановой ветви:

= 163830*39/97+5858000/97=126262 кг

В наружной ветви:

= 187740*58/97+8535000/97 =200247 кг

Определяем требуемую площадь ветвей и назначаем сечение.

_{Первоначально задается =0,7}

Для подкрановой ветви =126262/(0,7*2450) =73,6 см².

По сортаменту подбираем двутавр 45; A_В1=84,7 см²;ix=18,1 см;iy=3,09 см.

Для наружной ветви =200247/(0,7*2450) =116,7 см².

Для удобства прикрепления элементов решетки просвет между внутренними гранями полок принимаем таким же, как в подкрановой ветви. Толщину стенки швеллера t_W для удобства ее соединения встык с полкой надкрановой части колонны принимаем равной 14 мм; высота стенки из условия размещения сварных швов h_W=47 см.

Требуемая площадь полок:

=(116,7-1,4*47)/2 =25,5 см

Из условия местной устойчивости полки швеллера (таб.29*).

Принимаем: bf=19см;t_f=1,4см; Af=26,6 см².

Геометрические характеристики наружной ветви:

Ab2=1,4*47+2*26,6=119 см².

Z₀=(Ai*x_i)/Ai=(1,4*47*0,7+2*1,4*19*10,9)/119 = 5 см

Jx₂=1,4*47³/12+(19*1,4³/12+19*1,4*23,2²)*2=40756 см⁴.

Jу₂=47*1,4³/12+47*1,4*(5-0,7)²+(1,4*19³/12+19*1,4*5,9²)*2=4680 см⁴.

=v40756/119=18.5 см;iy₂=v4680/119= 6.2 см

Уточняем положение центра тяжести сечения колонны:

=100-5=95 см;

=(119*95)/(119+84,7) = 55 см;=95-55=40 см.

Отличие от первоначально принятых размеров мало, поэтому усилия в ветвях не пересчитываем.

Проверка устойчивости ветвей.

Проверка устойчивости ветвей из плоскости рамы:

.

Подкрановая ветвь: л_у=L/i=1315/18,1=72ц_у=0,754

у=126262/(0,754*84,7) =1977<2450 кгс/см².

Наружная ветвь: л_у=L/i =1315/18,5=71ц_у=0,754

у=200247/(0,754*119) =2232<2450 кгс/см².

плоскости рамы определяем требуемое расстояние между узлами решетки: _x1=_B1/i_x1=y=72; L_B1=72*i_У1=72*3,09=222 см.

Принимаем L_B1=188 см, разделив нижнюю часть колонны на целое число (5) панелей.

Проверяем устойчивость ветвей в плоскости рамы (относительно осей у₁-у₁ и у₂-у₂).

Для подкрановой ветви:

_у1=188/3,09=61;_у=0,805; = N_b1/(*A_b1) = 126262/(0,805*84,7) =1852 <2450 кгс/см².

Для наружной ветви:

_у2=188/6,9=27;_у=0,931; = N_b2/(*A_b2) = 200247/(0,931*119) =1807 <2450 кгс/см².

Расчет решетки подкрановой части колонны.

Поперечная сила в сечении колонны: Q_max= 7010 т.

Условная поперечная сила (2330-E/R)(N/); при R=22…23 кН/см²

Q_УСЛ=0,2*А = 0,2*(84,7+119) = 40,7 кН = 4150 кг

Расчет решетки проводим на .

Угол наклона раскоса.

Усилие сжатия в раскосе:

N_P= Q_MAX/2sin =7010/(2sin47)= 4801кг , задаемся: =0.6

Требуемая площадь раскоса:

= 4801/(0,6*2450*0,75) = 4,4 см²;

-сжатый уголок, прикрепляемый одной полкой.

Принимаем равнополочный уголок 50х5, А_Р=4,8 см².

- длина раскоса.

=137/1,53=89.5=0.612

Напряжения в раскосе:

=4801/(0,612*4,8) = 1634<2450*0.75=1838 кгс/см

Проверка устойчивости колонны в плоскости действия момента как единого стержня

Геометрические характеристики всего сечения колонны:

А=А_В1+А_В2 =84,7+119 =203,7 см².

J_y=А_В1*у₁²+А_В2*у₂² =84,7*55²+119*40²= 446618 см⁴.

=v446618/203,7=47;=2449/47 =52.

Приведенная гибкость (таб.7):

=v52²+27*203,7/9,6=57

Коэффициент зависит от угла наклона раскосов;

при ,

=2*4,8=9,6 см²-площадь сечения раскосов по двум граням сечения колонны;

.

Для комбинации усилий, догружающих подкрановую ветвь,

N1=163830 кг,M1=58580 кгм

=5858000*203,7*(55+5)/(163830*446618) =0,98;

(табл.75);

=163830/(0,423*203,7) =1901<2450 кгс/см².

Для комбинации усилий, догружающих наружную ветвь (сечение 3-3),

N2=187740 кг,M2=85350 кгм

=8535000*203,7*(40+5)/( 187740*446618) =0,93;

(табл.75);

=187740/(0,423*203,7) =2179<2450 кгс/см².

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

Расчет и конструирование узла сопряжения верхней и нижней частей колонны.

Расчетные комбинации усилий в сечении над уступом:

1) М= 13220 кгм; N=31390 кг. (момент догружает внутреннюю полку верхней части колонны)

2) М= -25050 кгм; N=10650 кг.

Давление кранов Dmax= 170,2т.

Прочность стыкового шва проверяем по нормальным напряжениям в крайних точках сечения надкрановой части. Площадь шва равна площади сечения колонны.Rwy=0.85*Ry=0.85*2450=2083 кгс/см².

1-я комбинация:

внутренняя полка:

где Wх=2296см³; А₀= 124,75см²- момент сопротивления, плошадь сечения верхней части колонны.

=31390/124,75+1322000/2296 =827 <2083 кгс/см².

наружная полка:

=31390/124,75-1322000/2296 =-324 < 2083 кгс/см².

2-я комбинация:

наружная полка:

=10650/124,75+2505000/2296 =1176 <2083 кгс/см².

внутренняя полка:

=10650/124,75-2505000/2296 = -1006<2083 кгс/см².

Толщину стенки траверсы определяем из условия смятия по формуле:

 =170200/(34*3805) =1,32 см

=30+2*2=34см;

b0p=30см; tпл=2см; RР=Run/гm=3900/1.025=3805 кгс/см².

принимаем tтр=1.4 см.

Усилие во внутренней полке верхней части колонны (1-я комбинация, момент догружает внутреннюю полку верхней части колонны):

=31390/2+1322000/54,7 =39863 кгс/см².

Применяем полуавтоматическую сварку проволокой марки Св-08А, d=1.4…2 мм, f=0.9; Z=1.05 (табл.34*).

Назначаем катет шва Kf= 6 мм; гwf=гwz=1;

Rwf=1850 кгс/см² (табл.56);Rwz=0,45*Run=0.45*3900=1755 кгс/см²;

_f*Rwf*гwf=0,9*1850*1=1665<Z*Rwz*гwz=1,05*1755*1=1843 кгс/см²;

Длина шва крепления вертикального ребра траверсы к стенке траверсы:

 =39863/ (4*0,6*1665) =10 см.

.

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

Для расчета шва крепления траверсы подкрановой ветви составляем комбинацию усилий, дающую наибольшую опорную реакцию траверсы. Такой комбинацией будет сочетание 1,2,5.

М=2990 кгм, N=33690 кг.

Швы крепления траверсы к внутренней стороне ветви рассчитывают на опорную реакцию траверсы. Для лучшего крепления траверсу заводят в прорези в стенке подкрановой ветви и полке верхней части колонны. В этом случае швы рассчитывают по формуле:

=33690*54,7/(2*100)-299000/100+170200*0,9 = 159404 кг

Коэффициент 0.9 учитывает, что усилия и приняты для 2-го основного сочетания нагрузок.

Требуемая длина шва:

=159404 /(4*0,6*1665) = 40 см

=0.85*0.9*0.6=46 см .

Из условия прочности стенки подкрановой ветви в месте крепления траверсы определяем высоту траверсы hтр по формуле:=159404/(2*0,82*1421) = 68 см

tW=8,2 мм - толщина стенки I 55Б2; RS=0.58*Ry=1421 кН/см²- расчетное сопротивление срезу фасонного проката из стали.

Принимаем hnh=70 см.

Проверим прочность траверсы как балки, нагруженной усилиями и .Нижний пояс траверсы принимаем конструктивно из листа 420х12 мм, верхние горизонтальные ребра - из двух листов 85х12 мм.

Геометрические характеристики траверсы.<...