Расчет и проектирование конструкций одноэтажного промышленного здания с мостовыми кранами - файл n1.doc

Расчет и проектирование конструкций одноэтажного промышленного здания с мостовыми кранами
Скачать все файлы (664.5 kb.)

Доступные файлы (1):
n1.doc665kb.04.02.2014 00:10скачать

n1.doc

1   2   3   4
М1=0; N1=0

2-2 M2=Rb·H2+W2·H2+=47.9

N2=0

3-3 M3= Rb·Hв+W1·Hв+=65.4;N3=0

4-4 М 4 =Rb H+W1·H+ =295.6;N4=0

Q4=W2+Rb+=38.71 kH;



Таблица расчетных усилий и их комбинаций


































Табл. 2.1

нагрузки

Нагрузки и комбинации усилий

 

Коэффициент

Сечения стойки

1--1

2--2

3--3

4--4

M

N

M

N

M

N

M

N

Q

1

2

3

4

5

6

7

8

9

10

11

12

13

1

Постоянная



1

0

310,28

-23,79

432,28

53,77

432,28

51,84

877,28

-5,264

2

 

Снеговая

 

1

0

86,78

-6,65

208,8

15,03

208,8

14,49

653,8

-1,47

0,9

0

78,10

-5,99

187,9

13,53

187,9

13,04

588,4

-1,32

3

 

Вертикальная крановая слева



1

0

0

-72,54

713.39

266,3

713,39

-47,54

713,39

-16,05

0,9

0

0

-65,29

642.05

239,7

642,05

-42,78

642,05

-14,44

3'

 

Вертикальная крановая справа

 

1

0

0

72,54

281.69

-1.81

281,69

101,1

281,69

-16,05

0,9

0

0

65,29

253.52

-1.63

253,52

91

253,52

-14,44

4

 

Горизонтальная крановая слева



1

0

0

-9,2

0

-15,95

0

-132,86

0

4,85

0,9

0

0

-7,58

0

-14,35

0

119,03

0

4,3

4'

 

Горизонтальная крановая справа

 

1

0

0

8,43

0

7,1

0

33,8

0

1,86

0,9

0

0

7,58

0

6.4

0

30,47

0

1,67

5

 

Ветровая слева



1

0

0

29,23

0

42.4

0

272,72

0

26,4

0,9

0

0

26,30

0

38.46

0

245,45

0

23,78

5'

 

Ветровая справа

 

1

0

0

47.9

0

65.3

0

295.6

0

38.71

0,9

0

0

43.1

0

58.77

0

246.04

0

34,84





Таблица комбинации усилий































Табл. 2.2

Комбинации усилий

с

 

M

N

M

N

M

N

M

N

Q

1--1

2--2

3--3

4--4

Mmax (положит)

1

нагрузки

-

-

1,3/,4

1,3,4/

1,5/

 

усилия

-

-

57,188

713,98

327.2

1145.7

347.4

877.28

 

N соотв

0,9

нагрузки

-

-

1,3/,4,5

1,3, 4/,5/

1,5/,3/,4/

 

усилия

-

-

177.763

1642.6

353

1031,1

434

1043.1

 

Mmax (отриц)

1

нагрузки

-

-

1, 3,4

1,3/,4.

1, 3,4

 

усилия

-

-

-14.76

1145,7

136.06

1213.98

-118,1

1590.4

 

N соотв

0,9

нагрузки

-

-

1,3,4,2

1,3/,4.

1,3,4,

 

усилия

-

-

-10,2

1219

32,45

642,6

-106.3

1413.6

 

Nmax

1

нагрузки

-

-

1,3/,4/

1,3,4/

1,3/,4/

 

усилия

-

-

57,188

713,98

372,2

1145,7

186.7

1159

 

M соотв

(положит)

0,9

нагрузки

-

-

1, 3/,4/

1,3,4/,2

1,3/,4/,2

 

усилия

-

-

51,5

642,6

348,5

1219

101.2

1631.5

 

Nmin

1

нагрузки

-

-

1,2

1,3/,4

1,3,4

 

усилия

-

-

-30,47

641,08

26,06

713,98

-118.1

1590.4

 

M соотв

(отриц)

0,9

нагрузки

-

-

1,2,3,4

1,3/,4

1,3,4

 

усилия

-

-

-10.2

1219

23,45

642.6

-106,3

1413,6




Qmax




N нагрузки

-

-







 -







38.71

усилия

--

-

-





 -




 -

34.8




2 – 2

3 – 3

4 – 4







453

543

876







1298

790

1035







723

984

962







689

809

974







489,7

811

1021







505

972

1087







417

683

1076







689

784

974






3. РАСЧЕТ СТУПЕНЧАТОЙ КОЛОННЫ ПРОИЗВОДСТВЕННОГО ЗДАНИЯ



3.1 Исходные данные. Требуется подобрать сечения сплошной верхней и сквозной нижней частей колонны однопролетного производственного здания (ригель имеет шарнирное сопряжение с колонной). Расчетные усилия указаны в табл. 4.1.

3.2 Расчетные длины подкрановой и надкрановой участков колонн в плоскости рамыef1 (нижней части колонны) и ef2 (верхней части колонны) определяем по формуле:

f = mнЧНн;

f = mвЧНв.

mн зависит от n и ?1



где Nв=N2-2=1642.6 кН

Nн=N4-4=1631.5 кН

mн=2.44 – коэффициент расчетной длины нижнего участка одноступенчатой колонны выбирается из пункта 6.11 приложения 6 СНиП II.23-81*

mв=mн /?1=2,44/0,6=4,1

mв>3 отсюда следует, что mв=3

f = mнЧНн=2.44 · 13.63=31,5 м

f = mвЧНв=3 · 4.52=13.56 м.

Расчетные длины участков колонны из плоскости рамы принимают = геометрическим характеристикам между закреплениями этих участков колонны от их смещения из плоскости рамы вдоль здания.
=0.8 · Hн = 0.8 · 13.63=10,9 м;

= Hв – hп.б. = 4.52 – 1 = 3.52 м.

Для подкрановой ветви:

хв1=в1 = 2 м

ув1 =0.8 · Hн = 0.8 · 13.63=10,9 м;

Для наружней ветви:

хв2=в2 = 2 м

ув2 =0.8 · (Hн+hп.б.) = 0.8 · (13.63+1)=11.304 м.

3.3 Подбор сечения верхней части колонны. Сечение верхней части колонны Принимаем в виде сварного двутавра высотой hв =450 мм.

По формуле определим требуемую площадь сечения.

Для симметричного двутавра ix=0,42·h=0,42·45=18,9 см; рx=2* ix 2=0,35·45=714.4 см; x=(lx2/iх=(1356/18,9) ·0,032=2.3 (для стали Вст3кп2 толщиной до 20 мм R=215 МПа=

=21,5 кН/см2);

mхх/pх=M/(N·0,35h)=177.7/(1642.6 0,35 45) =0,46 .

Значение коэффициента ? определим по прил. 10. Примем в первом приближении Aпст=1, тогда:

?=(1,90—0,1mx)-0,02 (6-mx) x=(1,90-0,1 0,46)-0,02 (6 -0,46)·1,45=2,52;

m1x=? mx=2,52 0,46=1,15.

По прил. 8[1]: x=1,45 и m1x=1,15; определяем ?вн=0,59:

Атр= 1642.6/0,59·21,5=75,07 см2.

Выбираем двутавр №60Б1 h=594.2 А=131см2 q=103кг/м, Ix=77430 см4 ,Wx=2610 см2, ix=24,3 см

Iy=3130см4 , Wy=272 см2 ,iy=4,88см

b=230см, d=10см, t=15,4см

Гибкость .

В соответствии с п.5.31 при значении относительного эксцентриситета mх< 5 коэффициент:

где a и b - коэффициенты, принимаемые по табл.10:

a = 0.7;

b = 1, так как ly =27.3 < lс = 92.

Проверяем устойчивость верхней части колонны из плоскости действия момента по формуле (56) [4]



МПа < Rygc = 19.35 МПа.

Устойчивость верхней части колонны из плоскости действия момента обеспечена.
3.4 подбор сечения нижней части колонны.
Сечение нижней части колонны сквозное, состоящее из ветвей, соединенных решеткой. Высота сечения н=1150 мм. подкрановую ветвь колонны принимаем из широкополочного двутавра, наружную составного сварного сечения из трех листов.

Определим ориентировочное положение центра тяжести. Принимаем zo=5 см; ho=h-zo=115-5=110 см;

45 см;

y1=(0,45-0,55) hо=0,55 110=60,5 см

принимаем y1=60,5 см.

у2=ho1=110-60,5=49,5 см.

Усилия в ветвях определим по формулам (14.19) и (14.20) / /.

В подкрановой ветви NB1=1213.98 49,5/110+10120/110=645,54 кН.

В наружной ветви Nв2=1631.5 60,5/110+13606/110=695,03 кН.

По формулам (14.26 /1,350/) определяем требуемую площадь ветвей и назначаем сечение.

Для подкрановой ветви AB1=NB1/? R·?; задаемся ?=0,80; R=225 МПа=22,5 кН/см2 (сталь Вcт3кп2, фасонный прокат), тогда AB1=645,54/0,80·22,5=35,86 см2.По сортаменту (прил. 14 /1,549/) подбираем двутавр 30Б1; AB1=41,5 см2; ix1=3,06 см; iy=12,3 см.

Для наружной ветви AB2=NB2/? R·?=695,03/(0,8·21,5)=40,408 см2 (R=21,5 кН/см2 листовой прокат из стали Вcт3кп2 толщиной до 20 мм; ?=0,8).

Для удобства прикрепления элементов решетки просвет между внутренними гранями полок принимаем таким же, как в подкрановой ветви (280,6 мм). Толщину стенки швеллера tст для удобства ее соединения встык с полкой надкрановой части колонны принимаем равной 12 мм; высота стенки из условия размещения сварных швов hст=320 мм.

Требуемая площадь полок:

Aп=(Aв2-tст ·hст)/2=(40,4-1 31)/2=4,7 см2.

Из условия местной устойчивости полки швеллера bп/tп?(0,38+0,08 ).

Принимаем bп=18 см; tп=1,0 см; Aп=18 см2. Геометрические характеристики ветви:

Ав2=(1,0 31+2 18)=67см2;

zo=(1·31·0,5+18 10·2)/67=5,6 см;

Ix2=1,0 31·4,52+2·1,0 183/12+18·2·52=2952,46 см4;

Iy=1,0·313/12+18 19,52 2=17391,39 см4;

ix2==5,8 см; iy==14,0 см.

Уточняем положение центра тяжести сечения колонны:

ho= hh -zo=115-5,6=109,4 см;

y1=Aв2·hо/(Aв1+ Aв2)=67 109,4/(41,5+67)=67,55 см;

y2=109,4-67,55=41,84 см.

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

Проверка устойчивости ветвей по формулам (14.21) и (14.22) /1,348/: из плоскости рамы (относительно оси у—у) ly=1363 см.

Подкрановая ветвь:

?y=ly/iy=1363/12,3=110; ?y=0,8;

?=NB1/(?yAB1)=645,54/(0,8·41,5)=21,831 кН/см2; 2.

Наружная ветвь:

?y=ly/iy=1363/14,0=83,22; ?y=0,7;

?=NB2/(?yAB2)=695,03/(0,7 67)=18,7 кH/cм22.

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

?x1=lB1/ix1=?y=110; lB1=110·ix1=110 3,35 =368,5 см.

Принимаем lB1=373,7 cм, разделив нижнюю часть колонны на целое число панелей. Проверяем устойчивость ветвей в плоскости рамы (относительно осей х1—х1 и х2—x2).

Для подкрановой ветви

?x1=373,7/3,35=111,55; ?x=0,7; ?=NB1/(?x ·AB1)=645,54/(0,7 41,5)=22,27 кН/см22.

Для наружной ветви:

?x2=373,7/6,4=58,39; ?x=0,88; ?=NB2/(?x·AB2)=695,03/(0,88 67)=18,7 кН/см22.

Расчет решетки подкрановой части колонны.

Поперечная сила в сечении колонны Qmax=34.8 кН. Условная поперечная сила Qycл=7,15·10-6(2330—Е/R)(N/?); при R=22...23 кН/см2.

Qусл=0,2 ·A=0,2·(41,5+67)=21,7 кH

Расчет решетки проводим на Qmaх.

Усилие сжатия в раскосе:

Np=Qmax/2·sin ?=34.8/(2·0,635)=27.4 кН;

sin ?=hH/lp=115/0,635;

?=39 0 (угол наклона раскоса).

Задаемся ?р=100; ?=0,56.

Требуемая площадь раскоса

Ар.тр=Np/(?·R·?)=27.4/(0,56·22,5 0,75)=2,25 см2;

R=225 МПa=22,5 кН/см2 (фасонный прокат из стали Вет3кп2); ?=0,75 (сжа­тый уголок, прикрепляемый одной полкой).

Принимаем L 90*7, Ар=12,3; imin=1,78; ?max=lp/imin=181.1/1,78=101;

lp=hH/sin ?=115/0,635=181,1 см; ?=0,52.

Напряжение в раскосе

?=Np/(? ·Ар)=27.4/(0,52·12,3)=16,3 кН/см22.

Проверка устойчивости колонны в плоскости действия момента как единого стержня по формуле:

Геометрические характеристики всего сечения:

А=АВ1В2=41,5+67=108,5 см2;

Ix=AB·y12+AB2·y22=41,5·67,552+67·41,842=951000 см4;

ix=93;

?х=lx1/ix=1485,65/93=32.

приведенная гибкость:

?пр=35.

Коэффициент ?1 зависит от угла наклона раскосов, можно принять ?1=0,12, Ар1=2 ·А=2 ·12,3=24,6 см2 площадь сечения раскосов по двум граням сечения колонны;

?пр=?пр·=1,14.

Для комбинации усилий, догружающих наружную ветвь (сечение 4 – 4), N2=1631.5 кН; М2=101.2 кН·м;

m==163150 108,5 (41,84+5,6)/1631.5 951000)=0,62;

?вн=0,58; ?=N2/(?вн·А)=1631.5/(0,58·108,5)=18,91 кН/см22.

Для комбинации усилий, догружающих подкрановую ветвь (сечение 3 – 3), N1=1213.98 кН; М1=136.06 кН·м;

m==13606 *108,5 *67,55/(1213.98 *951000)=0,68;

?вн=0,57; ?=N2/(?вн А)=1213.98/(0,57 108,5)=17,14 кН/см22.

Устойчивость сквозной колонны как единого стержня из плоскости действия момента проверять не нужно, так как она обеспечена проверкой устойчивости отдельных ветвей.
3.5.Расчет и конструирование базы колонны.
Расчетные комбинации усилий в нижнем сечении колонны:

  1. М=101.2 кН·м, N=1631.5 кН .

  2. М=-106.3 кН·м, N=1413.6 кН .

Усилия в ветвях колонны определяем:

Nв1=10120/110+1631.5/110 ·41,84=512 кН ;

Nв2=10630/110+1413.6/110 ·67,55=760,69 кН .

База наружной ветви. Требуемая площадь плиты

Апл.тр=. Nв2/Rф=760,69/0,84=905 см2

Rф= ·Rв=1,2·0,7=0,84 кН /см2

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

Вbk+2·с2=45,1+2·4=53,3 см, принимаем В=55 см; Lтр= Апл.тр/В=905/55=16,45 см, принимаем L=20 см, Апл.факт.=20·55=1100 Апл.тр.

Среднее напряжение в бетоне под плитой

ф= Nв2/ Апл.ф.=760,69/1100=0,69 кН /см2.

Из условия симметричного расположения траверс относительно центра тяжести ветви расстояние между траверсами в свету равно:2·(18+1-5)=28 см; при толщине траверсы 12 мм с1=(45-28-2·1,2)/2=6,9 см.

Определяем изгибающие моменты на отдельных участках плиты

Участок 1 (консольный свес с=с1=6,9 см)

М1=ф с12/2=0,69·6,92/2=16,42 кН см .

Участок 2 (консольный свес с=с2=5 см)

М2=ф с12/2=0,69 52/2=8,6 кН·см

Участок 3 ( плита опертая на четыре стороны

b/a=280/18=2,352; ?=0,125);

М3=sф·? a2=0,69 0,125·182=27,94 кН см.

Участок 4 ( плита опертая на четыре стороны

b/a=280/9,4=4,52; ?=0,125);

М4=sф ? a2=0,69 0,125·9,42=8,9 кН см.

Принимаем для расчета Мmaх3=27,94 кН·см.

Требуемая толщина плиты

tпл===2,85 cм.

R=20,5 кН /см2 для стали Вст3кп2 толщиной 21-40 мм.

Принимаем tпл=32 мм ( 2 мм припуск на фрезеровку).

Высоту траверсы определяем из условия 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;kш=8 мм. Требуемая длина шва определяется по формуле

lш.тр.=Nв2/4·kш·(·Ryсвyсв)min =760,69/4·0,8·16,2=30 см;

lш. <85·gш·kш=85·0,9·0,8=61.

Принимаем hтр=40 см.

Проверка прочности траверсы выполняется.
4. Расчет стропильной фермы
4.1 Сбор нагрузок на ферму.
Постоянная нагрузка. Расчетная линейная нагрузка на ферму от ве­са кровли и конструкций покрытия составляет: qп=20.69 кН/м. Узловые си­лы: F=qпd=20.693=62.07 кН, где d=3 м - ширина панели покрытия. Край­ние уз­ловые силы F/2 приложенны к колонне и в расчете не учитываются. Опор­ные реакции: FAq=FBq=962.07/2=279,35 кН.

Снеговая нагрузка: Расчетная нагрузка на 1 м2 поверхности кровли:
pp=nснp0c=1,40.71=2,1 кН/м2,
где nсн=1,45 - коэффициент перегрузки, принимаемый в зависимости от соот­но­шения gкрн0=3.1/0.7=4.43;

c=1 - коэффициент перехода, зависящий от конфигурации кровли.

Расчетная линейная нагрузка от снега на ферму: qсн=5.78кн/м.

Узловые силы: Fp=qснd=5.783=17.34 кН, опорные реакции Fсн=9Fp/2=917.34/2=77.1кН

. K сн(l/2)1= qсн/g рф=5.78/6=0.96, K сн(l)2= qп/ g рф=20.69/6=3.4
4.2 Табл. Определение усилий в стержнях фермы.



Элем.

Фермы

Обозна

чения

Геометр

длина

Определение усилий в стержнях фермы(С240 Гост 27772-89)




Снег.нагр

На L/2

Снег.нагр.

На L

Пост.нагр.

Общее усилие

(снег.+пост.)

Nk1

Nk2

Nk2




Верхний

Пояс

Нижний

Пояс


Раскосы
Стоики


В1

В2

В21

В11

Н1

Н2

Н3

Н21

Н11

Р1

Р2

Р3

Р4

Р5

Р51

Р41

Р31

Р21

Р11

С1

С2

С21

С11


6000

6000

6000

6000

5800

6000

6000

6000

5800

4171

4246

4310

4046

4310

4310

4246

4310

4246

4171

3050

3050

3050

3050

-14.9

-19.4

-12.85

-6.32

8.47

18.5

16.1

9.6

-3.05

-12.5

9.1

-5.2

1.2

4.7

-4.7

4.7

-4.7

4.7

-4.7

-2.8

-4.2

0

0

-53.4

-69.6

-46.1

-22.7

30.4

66.4

57.9

34.4

-10.9

-44.9

32.7

-18.6

4.48

16.7

-16.7

16.7

-16.7

16.7

-16.7

-10.08

-15.2

0

0

-46.2

-70.3

-70.3

-46.2

25.1

61.2

73.3

61.2

25.1

-37.1

30

-21.4

12.9

-4.8

-4.3

12.9

-21.4

30

-37.1

-6.1

-6.1

-6.1

-5.44


-61.1

-89.7

-83.1

-52.5

55.5

127.6

131.2

95.6

22.05

-49.6

39.1

-26.6

17.38

10.9

-9

17.6

-26.1

34.7

-41.8

-8.9

-10.3

-6.1

-5.44



1   2   3   4
Учебный текст
© perviydoc.ru
При копировании укажите ссылку.
обратиться к администрации