144677 (620688), страница 4

Просмтор этого файла доступен только зарегистрированным пользователям. Но у нас супер быстрая регистрация: достаточно только электронной почты!

Текст из файла (страница 4)

с = 1,0/(1 + 0,71·1,1) = 0,56

Поскольку h_ст/t_ст = 98/1 = 98 < 3,8√(E/R) = 3,8√(2,06·10⁴/21,5) = 116; в расчетное сечение включаем всю часть стенки;

σ = N_в/(с·φ_у·А) = 640/(0,56·0,725·154) = 10,2 кН/см² < R = 21,5 кН/см²

5.4 Подбор сечение нижней части колонны

Сечение нижней части колонны сквозное, состоящее из двух ветвей, соединенных решеткой. Высота сечения h_в = 1500 мм. Подкрановую ветвь колонны принимаем из широкополочного двутавра, наружную – составного сварного сечения из трех листов.

Определим ориентировочное положение центра тяжести.

Принимаем z₀ =5см;

h₀ = h – z = 150 – 5 = 145 см;

у₁ = (│М₂│h₀)/(│М₁│+│М₂│) = (770,9·145)/(770,9 + 1110) = 59,4 см;

у₂ = h₀ - у₁ = 145 – 59,4 = 85,6 см.

Определим усилия в ветвях в подкрановой

N_в1 = 1912·85,6/145 + 111000/145 = 1894,3 кН;

в наружной ветви

N_в2 = 1916,7·59,4/145 + 77090/145 = 1316,8 кН.

Определим требуемую площадь ветвей и назначим сечение:

Для подкрановой ветви:

А_в1 = N_в1/φ·R·γ; задаемся

φ = 0,8; R = 225 МПа (фасонный прокат),

тогда

А_в1= 1894,3/0,8·22,5 = 105,2 см².

По сортаменту подбираем двутавр

№55 (А_в1 = 118 см²; i_x = 3,39см; i_у=21,8см).

Для наружной ветви:

А_в2 = N_в2/φ·R·γ; задаемся φ = 0,8; R = 215 МПа (листовой прокат),

тогда

А_в2= 1316,8/0,8·21,5 = 76,6 см².

Для удобства прикрепления элементов решетки просвет между внутренними гранями полок принимаем таким же, как в подкрановой ветви (564 мм). Толщину стенки швеллера t_ст для удобства ее соединения встык с полкой надкрановой части колонны принимаем равной 10 мм; высота стенки из условия размещения сварных швов h_ст = 600 мм.

Требуемая площадь полок:

А_п = (А_в2 - t_ст·h_ст)/2 = (76,6 – 60·1)/2 = 8,3 см²;

Из условия местной устойчивости полки швеллера

b_п/t_п ≤ (0,38 + 0,08λ`)√(E/R) ≈ 15.

Принимаем b_п = 9 см; t_п = 1 см; А_п = 9 см².

Рис.6 (Сечение нижней части колонны)

Геометрические характеристики ветви:

А_в2 = (1·60 + 2·9) = 78 см²;

z₀ = (1·60·0,5 + 9·5,5·2)/78 = 1,65 см;

I_х2 = 1·60·1,15² + 2·1·9³/12 + 9·3,85²·2 = 467,7 см⁴

I_у2 = 1·60³/12 + 9·27²·2 = 31122 см⁴.

i_х2 = √(I_х2/А₀) = √(467,7/78) = 2,5 см;

i_у2 = √(I_у2/А₀) = √(31122/78) = 20 см.

Уточняем положение центра тяжести колонны:

h₀ = h – z = 150 – 1,65 = 148,35 см;

у₁ = А_в2h₀/(А_в1 + А_в2) = 78·148,35/(78 + 118) = 59 см;

у₂ = 148,35 – 59 = 89,35 см.

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

Проверка устойчивости ветвей: из плоскости рамы (относительно оси У-У).

Подкрановая ветвь:

λ_у =l_у/i_у = 1170/21,8 = 53,7; φ_у = 0,8;

σ = N_в1/(φ_у·А_в1) = 1894,3/(0,8·118) = 20,1 кН/см² < R = 22,5 кН/см²

Наружная ветвь

λ_у =l_у/i_у = 1170/20 = 58,5; φ_у = 0,83;

σ = N_в1/(φ_у·А_в1) = 1316,8/(0,83·78,0) = 20,7 кН/см² < R = 21,5 кН/см².

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

λ_х1 = l_в1/i_х1 = λ_у = 53,7;

l_в1 = 53,7·i_х1 = 53,7·3,39 = 1,82 см.

Принимаем l_в1 = 180 см.

Проверяем устойчивость ветвей в плоскости рамы (относительно осей Х₁-Х₁ и Х₂-Х₂).

Для подкрановой ветви

λ_х1 =180/3,39 = 53,1 ; φ_х = 0,83;

σ = N_в1/(φ_у·А_в1) = 1894,3/(0,83·118) = 19,3 кН/см² < R = 22,5 кН/см²

Наружная ветвь

λ_х2 = 180/2,5 = 72; φ_у = 0,78;

σ = N_в1/(φ_у·А_в1) = 1316,8/(0,78·78) = 21,4 кН/см² < R = 21,5 кН/см².

Расчет решетки подкрановой части колонны. Поперечная сила в сечении колонны Q_max = 157,5 кН.

Условная поперечная сила

Q_усл. = 7,15·10^-6(2330 – Е/R)(N/φ); при

R = 22…23 кН/см²

Q_усл. ≈ 0,2А = 0,2(118 + 78) = 39,2 кН < Q_max = 157,5 кН.

Расчет решетки проводим на Q_max

Усилия сжатия в раскосе

N_р = Q_max/2sinα = 157,5/2·0,86 = 91,6 кН;

α = 60° - угол наклона раскоса.

Задаемся λ_р = 100; φ = 0,56.

Требуемая площадь раскоса

А_р.тр = N_р/(φRγ) = 91,6/0,56·22,5·0,75) = 9,7 см²;

Принимаем ∟80х7 (А_р = 10,8 см²; i_min = 1,58)

λ_max = l_p/i_min = 175/1,58 = 110,7; φ = 0,54

где l_p = h_н/sinα = 150/0,85 = 176 см.

Напряжение в раскосе

σ = N_р/(φ·А_р) = 91,6/(0,54·10,8) = 15,7 кН/см² < R·γ = 22,5·0,75 = 16,9 кН/см².

Проверка устойчивости колонны в плоскости действия момента как единого стержня.

Геометрические характеристики всего сечения

А = А_в1 + А_в2 = 118 + 78 = 196 см²;

I_х = А_в1у₁² + А_в2у₂² = 118·59² + 78·89,35² = 1033464,96 см⁴;

i_x = √(I_x/А) = 72,6 см;

λ_х = l_х1/i_х = 2340/72,6 = 32,23.

Приведенная гибкость

λ_пр = √(λ_х² + α₁А/А_р1) = √(32,23² + 27·196/21,6) = 35,8,

где α₁ = 27 – коэффициент, зависящий от наклона раскосов;

при α = 45…60°;

Для комбинации усилий догружающих подкрановую ветвь N₂ = 1916,7 кН;

М₂ = 770,9 кН·м;

λ_пр^` = λ_пр√(R/E) = 35,8√(21,5/2,06·10⁴) = 1,16.

m = (МА(у₂ + z₀))/(NI_x) = (770,9·196(91)/(1916,7·1033464,96) = 0,69

φ_вн = 0,57;

σ = N₁/(φ_вн·А) = 1916,7/(0,57·196) = 17,2 кН/см² < R·γ = 21,5 кН/см².

Для комбинации усилий догружающих подкрановую ветвь N₁ = 3299 кН;

М₂ = -1156 кН·м;

m = (МАу₁)/(NI_x) = (1110·196·59)/(1912·1033464,96) = 0,65

φ_вн = 0,56;

σ = N₁/(φ_вн·А) = 1912/(0,56·196) = 17,4 кН/см² < R·γ = 22,5 кН/см².

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

5.4 Расчет и конструирование узла сопряжения верхней и нижней частей колонны

Расчетные комбинации усилий в сечении над уступом:

1) М = -212,9 кН·м; N = 624,6 кН;

Давление кранов D_max = 1360 кН.

Прочность стыкового шва (ш1) проверяем по нормальным напряжениям в крайних точках сечения надкрановой части. Площадь шва равна площади сечения колонны.

наружная полка

σ = N/A₀ + │M│/W = 624,6/154 + 21290/4401 = 8,9 кН/см²св = 21,5кН/см².

внутренняя полка

σ = N/A₀ - │M│/W = 624,6/154 - 21290/4401 ≈ 0.

Толщину стенки траверсы определяем из условия смятия:

t_тр ≥ D_max/(l_смR_см.тγ) = 1360/(34·35) = 1,1 см,

где l_см = b_0p + 2t_пл = 30 + 2·2 = 34 см;

b_0p = 30 см;

принимаем t_пл = 2 см;

R_см.т = 350 МПа.

Принимаем t_тр = 1,2 см.

Рис.7 (Конструктивное решение узла сопряжения верхней и нижней частей колонны)

Усилие во внутренней полке верхней части колонны (2-я комбинация)

N_п = N/2 + М/h_в = 624,6/2 + 21290/100 = 525,2 кН.

Длина шва крепления вертикального ребра траверса к стене траверсы (ш2):

l_ш2 = N_п/4k_ш(βR_у^свγ_у^св)_minγ.

Применяя полувтоматическую сварку проволокой Св-08А, d = 1,4…2 мм, β_ш = 0,9; β_с = 1,05. Назначаем k_ш = 8 мм; γ_уш^св = γ_ус^св = 1; R_уш^св = 180 МПа; R_ус^св = 165 МПа.

β_шR_уш^свγ_уш^св = 0,9·18 = 16,2 < β_сR_ус^свγ_ус^св = 1,05·16,5 = 17,3 кН/см²;

l_ш2 = 525,2/4·0,6·16,2 = 13,5 см

l_ш2 < 85β_шk_ш = 85·0,9·0,6 = 45,9 см.

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

Для расчета шва крепления траверсы к подкрановой ветви (ш3) составляем комбинацию усилий, дающих наибольшую опорную реакцию траверсы. Такой комбинацией будет N = 635,8 кН; М = -211,1 кН·м.

F = Nh_в/2h_н – М/h_н + D_max0,9 = 635,8·100/2·150 –(-211,1)/150 + 1360·0,9=1437,3кН

Требуемая длина шва

l_ш3 = F/4k_ш(βR_у^свγ_у^св)_minγ = 1437,3/4·0,6·16,2 = 37 см

l_ш3 < 85β_шk_ш = 85·0,9·0, = 45,9см.

Из условия прочности стенки подкрановой ветви в месте крепления траверсы определяем высоту траверсы h_тр:

h_тр ≥ F/2t_ст.вR_срγ = 1437,3/2·1,1·13,0 = 50,3 см,

где t_ст.в = 1,1 мм –толщина стенки I №55;

R_ср = 130 МПа – расчетное сопротивление срезу фасонного проката.

Принимаем h_тр = 60 см.

Проверим прочность траверсы как балки нагруженной силами М, N и D_max.

Нижний пояс траверсы принимаем конструктивно из листа 600х12 мм, верхние горизонтальные ребра 160х12 мм.

Найдем геометрические характеристики траверсы.

Положение центра тяжести сечения траверсы:

у_н = (2·16·1,2·44,4+1,2·58,8·30,6 + 1,2·42·0,6)/(2·16·1,2 +68,8·1,2 +1,2·42)=24,4см;

I_x = 1,2·58,8³/12 + 58,8·1,2·5,2² + 1,2·42·23,8² + 2·18·1,2·20² = 68871 см⁴;

W_min = I_x/у_в = 68871/25,4 = 1945,5 см³.

Максимальный изгибающий момент возникает при 1-й комбинации усилий:

М_тр = F_тр1(h_н – h_в) = (-М/ h_н + (Nh_в)/2h_y)(h_н – h_в) = (21200/150 + 624,6·100/300)х(150 – 100) = 17476,7 кН·см;

σ_тр = М_тр/W_min = 17476,7/1945,5 = 8,98 кН/см² < R = 21,5 кН/см².

Максимальная поперечная сила в траверсе с учетом усилий от кранов:

Q_max = Nh_в/2h_н – М/h_н + kD_max0,9/2 =505,4·100/2·150 – (-17300)/150 +

+ 1,2·1360·0,9/2 = 1018,4 кН,

где k = 1,2 – коэффициент учитывающий неравномерную передачу усилий от D_max.

τ_тр = Q/t_трh_тр = 1018,4/1,2·60 = 14,2 кН/см² >R_ср = 12,5 кН/см².

Тогда принимаем h_тр = 70 см, у_н =30см

I_x = 104400 см⁴;

W_min = I_x/у_в = 2610 см³.

τ_тр = Q/t_трh_тр = 1018,4/1,2·70 = 12,1 кН/см² >R_ср = 12,5 кН/см².

5.6 Расчет и конструирование базы колонны

Ширина нижней части колонны превышает 1 м, поэтому проектируем базу отдельного типа.

Расчетные комбинации в нижнем сечении колонны

1) М = -1028,2 кН·м; N = 1398,3 кН;

2) М = -1916,7 кН·м; N = 770,9 кН;

Правая база

Определим усилия в ветвях колонны:

N_в1 = -139850/148,4 – 1028,2·89,4/148,4 = -1675,1 кН;

N_от = 0 кН.

База внутренней ветви принимается конструктивно 700х400х25.

Напряжение смятия

σ_см = N_в1/А_{пл.факт} = 1675/0,7*0,4 = 0.6 кН/cм²2

M= σ_смb²/2=6*0.09²/2=0.0243МНм

σ_см = N_в1/А_{пл.факт} = 1675/0,0118 = 142 МПа

l_ш3 = F/4k_ш(βR_у^свγ_у^св)_minγ = 44 см

Левая база

Определим усилия в ветвях колонны:

N_в1 = 139850/148,4 – 1028,2·59/148,4 = 533,5 кН;

N_от = 77090/148,4 – 119167·59/148,4 = 242,5 кН.

База внутренней ветви принимается конструктивно 700х300х25.

h_тр=0,5335/4*0,7*0,008*147=0,162м

Принимаем h_тр=30см

F^б = 0,5335/4*186=7,2 Принимаем четыре болта диаметром 36мм.

N^б=0,25*0,5335=0,133

M=0,133*0,005=0,0067

Сечение плитки 180х40

Отверстия диаметром 40мм

W_пл=(18-4)*4²/6=37,3см³

σ=0,0067/0,0000365=179,6МПа

Рис.8 (К расчету базы колонны)

6. Расчет и конструирование стропильной фермы

6.1 Сбор нагрузок на ферму

Нагрузка от покрытия

q_кр^` = 35,6 кН/м.

Узловые силы:

Узловые силы F = q_кр^`Bd = 106,8 кН;

F₀,F₉ - прикладываются к колоннам, поэтому в расчете фермы они не учитываются.

Рис.9 (Схема постоянной нагрузки)

Снеговая нагрузка.

Рис.10 (Схема снеговой нагрузки)

Расчетная нагрузка:

р=р₀nc_н= 12,6; с = 1 так как α < 25°

Узловые силы:

F÷ F = 12,6*3 = 37,8 кН.

Нагрузки от рамных моментов:

М_{1 max} = - 540 кН·м; М_2соот = 284,9 кН·м

Рис.11 (Схема приложения опорных моментов и распора)

Реакции распора

Н₁ = 136,1 кН

Н₂ = 116,2 кН

6.2 Расчет усилий в стержнях фермы

Таблица 5

Элемент	№ стержня	Постоянная нагрузка	Снеговая нагрузка	Момент	Распор	Расчетные усилия
						Растяжение	Сжатие
Нижний пояс	1-2	457,7	162	213,3	-116,2
	2-3	814,6	288,3	154,9	-116,2	1257,8	-116,2
	3-4	814,6	288,3	132,6	-116,2
	4-5	457,7	162	133	-116,2
Верхний пояс	6-7	0	0	-253,3	0
	7-8	-714,5	-252,9	-181,99	0
	8-9	-714,5	-252,9	-181,99	0
	9-10	-803,8	-284,5	-133	0		-1149,4
	10-11	-803,8	-284,5	-133	0		-1221,3
	11-12	-714,5	-252,9	-133,2	0
	12-13	-714,5	-252,9	-133,2	0
	13-14	0	0	-133,6	0
Стойки	2-8	-106,8	-37,8	0	0		-144,6
	3-10	26,7	9,45	22,1	0	58,2
	4-12	-106,8	-37,8	0	0		-144,6
	1-6	0	0	-21	0		-21
	5-14	0	0	-11,1	0		-11,1
Раскосы	1-7	-591	-209,2	50,5	0	50,5	-809,2
	7-2	328,3	116,2	-41,2	0	444,5	-41,2
	2-9	-143,8	-50,9	37,2	0	37,2	-194,7
	9-3	-19,0	-6,7	-31,3	0		-57
	3-11	-19,0	-6,7	-0,2	0		-25,9
	11-4	-143,9	-50,9	0,2	0	0,2	-194,6
	4-13	328,3	116,2	-0,2	0	444,5	-0,2
	13-5	-591	-209,2	0,25	0	0,25	-168,2

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

Для сварки узлов фермы применяем полуавтоматическую сварку проволокой Св-08Г2С d=1,4-2мм; k_{ш мах}=8мм; β_ш = 0,9; β_с = 1,05. Назначаем γ_уш^св = γ_ус^св =1; R_уш^св = 180 МПа; R_ус^св = 165 МПа.

β_шR_уш^св = 0,9·2,15 = 1,93 > β_сR_ус^св = 0,45·370·1,05 = 1,75;

Несущая способность швов определяются прочностью по границе сплавления

(β_сR_у^свγ_у^св)_min=175МПа=17,5 КН/см²

l_ш=(N/2k_ш*175)+1

№ стержня	Сечение	N КН	Шов по обушку				Шов по перу
			Nоб, КН	kш, см	lш, см	Nоб, КН		kш, см	lш, см
1-7	160х100х12	809,2	606,9	0,8	23	202,3		0,6	11
7-2	100х7	444,5	311	0,6	16	133,3		0,4	11
2-9	80х7	194,7	136	0,6	8	58		0,4	5
9-3	63х5	57	40	0,6	6	17,1		0,4	5
2-8	80х5	144,6	101	0,6	6	43,2		0,4	5
3-10	50х5	56,3	41	0,6	6	18		0,4	5

6.3 Подбор профилей стержней фермы

Таблица 6

№ стержня	Растяжение	Сжатие	Сечение	Площадь	lx/ly	[λ]	φmin	γ	ix/iy	λx/λy	Атр
2-3	1257,8	-116,2	25ШТ1	71,5	600 800	250	0,425	0,95	6,1 6,88		62
3-4
1-2	619,7	-116,2	15ШТ1	33,9	300 550	250	0,425	0,95	3,93 4,7		31
4-5
7-8		-1149,4	30ШТ1	89,3	300 300	120	0,686	0,95	8,34 7,21	36 42	82
8-9
11-12
12-13
9-10		-1221,3	30ШТ1	89,3	300 300	120	0,686	0,95	8,34 7,21	36 42	83
10-11
6-7		-253,3	13ШТ1	27,3	300 300	120	0,806	0,95	3,34 4,27	90 70	20
13-14
1-7	50,5	-809,2	160х100х12	60	214 428	120	0,759	0,95	5,11 7,74	42 55	53
7-2	444,5	-41,2	100х7	27,6	342 428			0,95	3,08 4,45
2-9	37,2	-194,7	80х7	21,6	342 428	150	0,626	0,8	2,45 3,67	140 117	20
9-3		-57	63х5	12,26	342 428	300	0,325	0,95	1,94 2,96	170 144	10
2-8		-144,6	80х7	21,6	220 280	150	0,626	0,8	2,45 3,67	90 80	15
4-12
3-10	58,25		50х5	9,6	9,6	320 406	150	0,5	0,8	1,53 2,45	210 166	4,0

Использованная литература

1. «Металлические конструкции», Е.И. Беленя, Стройиздат 1986г

2. Методические указания по проектированию металлического каркаса одноэтажного промышленного здания, В.И. Парфенов, Уфа 1996г.

3. СНиП II-6-74 «Нагрузки и воздействия»

4. СНиП II-23-81 «Стальные конструкции»

Характеристики

Список файлов курсовой работы