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

Расчет и проектирование конструкций одноэтажного промышленного здания с мостовыми кранами

Доступные файлы (1):

n1.doc

665kb.

04.02.2014 00:10

скачать

n1.doc

М₁=0; N₁=0

2-2 M₂=R_b·H₂+W₂·H₂+=47.9

N₂=0

3-3 M₃= R_b·H_в+W₁·H_в+=65.4;N₃=0

4-4 М _{4 =}Rb H+W₁·H+ =295.6;N₄=0

Q₄=W₂+R_b+=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 рамы _ef1 (нижней части колонны) и _ef2 (верхней части колонны) определяем по формуле:

_1еf,х = m_нЧН_н;

_2еf,х = m_вЧН_в.

m_н зависит от n и ?₁



где N_в=N_2-2=1642.6 кН

N_н=N_4-4=1631.5 кН

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

m_в=m_н /?₁=2,44/0,6=4,1

m_в>3 отсюда следует, что m_в=3

_1еf,х = m_нЧН_н=2.44 · 13.63=31,5 м

_2еf,х = m_вЧН_в=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.
_1у =0.8 · H_н = 0.8 · 13.63=10,9 м;

_2у = H_в – h_п.б. = 4.52 – 1 = 3.52 м.

Для подкрановой ветви:

_хв1=_в1 = 2 м

_ув1 =0.8 · H_н = 0.8 · 13.63=10,9 м;

Для наружней ветви:

_хв2=_в2 = 2 м

_ув2 =0.8 · (H_н+h_п.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 h_в =450 мм.

По формуле определим требуемую площадь сечения.

Для симметричного двутавра i_x=0,42·h=0,42·45=18,9 см; р_x=2* i_x ²=0,35·45=714.4 см; _x=(l_x2/i_х)·=(1356/18,9) ·0,032=2.3 (для стали Вст3кп2 толщиной до 20 мм R=215 МПа=

=21,5 кН/см²);

m_х=е_х/p_х=M/(N·0,35h)=177.7/(1642.6 0,35 45) =0,46 .

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

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

m_1x=? m_x=2,52 0,46=1,15.

По прил. 8[1]: _x=1,45 и m_1x=1,15; определяем ?_вн=0,59:

А_тр= 1642.6/0,59·21,5=75,07 см².

Выбираем двутавр №60Б1 h=594.2 А=131см² q=103кг/м, I_x=77430 см⁴ ,W_x=2610 см², i_x=24,3 см

I_y=3130см⁴ , W_y=272 см² ,i_y=4,88см

b=230см, d=10см, t=15,4см

Гибкость .

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

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

a = 0.7;

b = 1, так как l_y =27.3 < l_с = 92.

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



МПа < R_yg_c = 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 z_o=5 см; h_o=h-z_o=115-5=110 см;

45 см;

y₁=(0,45-0,55) h_о=0,55 110=60,5 см

принимаем y₁=60,5 см.

у₂=h_o-у₁=110-60,5=49,5 см.

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

В подкрановой ветви N_B1=1213.98 49,5/110+10120/110=645,54 кН.

В наружной ветви N_в2=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 A_B1=N_B1/? R·?; задаемся ?=0,80; R=225 МПа=22,5 кН/см² (сталь Вcт3кп2, фасонный прокат), тогда A_B1=645,54/0,80·22,5=35,86 см².По сортаменту (прил. 14 /1,549/) подбираем двутавр 30Б1; A_B1=41,5 см²; i_x1=3,06 см; i_y=12,3 см.

Для наружной ветви A_B2=N_B2/? 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 t_ст для удобства ее соединения встык с полкой надкрановой части колонны принимаем равной 12 мм; высота стенки из условия размещения сварных швов h_ст=320 мм.

Требуемая площадь полок:

A_п=(A_в2-t_ст ·h_ст)/2=(40,4-1 31)/2=4,7 см².

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

Принимаем b_п=18 см; t_п=1,0 см; A_п=18 см². Геометрические характеристики ветви:

А_в2=(1,0 31+2 18)=67см²;

z_o=(1·31·0,5+18 10·2)/67=5,6 см;

I_x2=1,0 31·4,5²+2·1,0 18³/12+18·2·5²=2952,46 см⁴;

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

i_x2==5,8 см; i_y==14,0 см.

Уточняем положение центра тяжести сечения колонны:

h_o= h_h -z_o=115-5,6=109,4 см;

y₁=A_в2·h_о/(A_в1+ A_в2)=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) l_y=1363 см.

Подкрановая ветвь:

?_y=l_y/i_y=1363/12,3=110; ?_y=0,8;

?=N_B1/(?_yA_B1)=645,54/(0,8·41,5)=21,831 кН/см²; 2.

Наружная ветвь:

?_y=l_y/i_y=1363/14,0=83,22; ?_y=0,7;

?=N_B2/(?_yA_B2)=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=l_B1/i_x1=?_y=110; l_B1=110·i_x1=110 3,35 =368,5 см.

Принимаем l_B1=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; ?=N_B1/(?_x ·A_B1)=645,54/(0,7 41,5)=22,27 кН/см²2.

Для наружной ветви:

?_x2=373,7/6,4=58,39; ?_x=0,88; ?=N_B2/(?_x·A_B2)=695,03/(0,88 67)=18,7 кН/см²2.

Расчет решетки подкрановой части колонны.

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

Q_усл=0,2 ·A=0,2·(41,5+67)=21,7 кH

Расчет решетки проводим на Q_maх.

Усилие сжатия в раскосе:

N_p=Q_max/2·sin ?=34.8/(2·0,635)=27.4 кН;

sin ?=h_H/l_p=115/0,635;

?=39 ⁰ (угол наклона раскоса).

Задаемся ?_р=100; ?=0,56.

Требуемая площадь раскоса

А_р.тр=N_p/(?·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, А_р=12,3; i_min=1,78; ?_max=l_p/i_min=181.1/1,78=101;

l_p=h_H/sin ?=115/0,635=181,1 см; ?=0,52.

Напряжение в раскосе

?=N_p/(? ·А_р)=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=А_В1+А_В2=41,5+67=108,5 см²;

I_x=A_B·y₁²+A_B2·y₂²=41,5·67,55²+67·41,84²=951000 см⁴;

i_x=93;

?_х=l_x1/i_x=1485,65/93=32.

приведенная гибкость:

?_пр=35.

Коэффициент ?₁ зависит от угла наклона раскосов, можно принять ?₁=0,12, А_р1=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:

N_в1=10120/110+1631.5/110 ·41,84=512 кН ;

N_в2=10630/110+1413.6/110 ·67,55=760,69 кН .

База наружной ветви. Требуемая площадь плиты

А_пл.тр=. N_в2/R_ф=760,69/0,84=905 см²

R_ф= ·R_в=1,2·0,7=0,84 кН /см²

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

Вb_k+2·с₂=45,1+2·4=53,3 см, принимаем В=55 см; L_тр= А_пл.тр/В=905/55=16,45 см, принимаем L=20 см, А_{пл.факт.}=20·55=1100 А_пл.тр.

Среднее напряжение в бетоне под плитой

_ф= N_в2/ А_пл.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=s_ф·? 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=s_ф ? a²=0,69 0,125·9,4²=8,9 кН см.

Принимаем для расчета М_maх=М₃=27,94 кН·см.

Требуемая толщина плиты

t_пл===2,85 cм.

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

Принимаем t_пл=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;k_ш=8 мм. Требуемая длина шва определяется по формуле

l_ш.тр.=N_в2/4·k_ш·(·R_y^св _y^св)_min =760,69/4·0,8·16,2=30 см;

l_ш. <85·g_ш·k_ш=85·0,9·0,8=61.

Принимаем h_тр=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: q_п=20.69 кН/м. Узловые си­лы: F=q_п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: F_Aq=F_Bq=962.07/2=279,35 кН.

Снеговая нагрузка: Расчетная нагрузка на 1 м² поверхности кровли:
p^p=n_снp₀c=1,40.71=2,1 кН/м²,
где n_сн=1,45 - коэффициент перегрузки, принимаемый в зависимости от соот­но­шения g_кр^н/р₀=3.1/0.7=4.43;

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

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

Узловые силы: F_p=q_снd=5.783=17.34 кН, опорные реакции F_сн=9F_p/2=917.34/2=77.1кН

. K ^сн(l/2)₁= q_сн/g ^р_ф=5.78/6=0.96, K ^сн(l)₂= q_п/ g ^р_ф=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