Подякувати Студентському архіву довільною сумою
Admin
26.02.2023 12:38
Дякуємо, що користуєтесь нашим архівом!
Інформація про навчальний заклад
ВУЗ:
Національний університет Львівська політехніка
Інститут:
Не вказано
Факультет:
Не вказано
Кафедра:
Не вказано
Інформація про роботу
Рік:
2024
Тип роботи:
Інші
Предмет:
Будівельні конструкції
Частина тексту файла (без зображень, графіків і формул):
Міністерство науки та освіти України
Національний університет “Львівська політехніка”
кафедра будівельних конструкцій та мостів
Компоновка конструктивної схеми каркасу споруди.
Ескіз плану колон.
По завданні розміри споруди : проліт – 36 м;
довжина – 120 м.
Мал.1. Розміщення колон одно пролітного будинку.
Схема поперечної рами.
Дано: цех одно пролітний, прольотом 36 м, обладнаний двома кранами вантажопідйомністю
Q = 100 т середнього (с) режиму роботи. Довжина будинку 120 м, відмітка головки рейки 15 м. Будинок опалюваний із світло аераційним ліхтарем (два перельоту по 1750 мм). Схема поперечної рами і її елементів показана на мал. 2.
Вертикальні розміри.
де: Hк – висота мостового крану (по додатку 1, Беленя)
100 мм – зазор між будівельною конструкцією ферми та самим краном, встановити по вимогам техніки безпеки;
f – розмір, який враховує прогин конструкції покриття.
Мал.2. Схема поперечної рами одно прольотного будинку.
Найближчий більший розмір кратний 600 мм – 19800 мм. Приймаю Ho = 19800 мм. Відмітку верху підкранової рейки можна збільшити до 19,8 – 4,4 = 15,4 м.
При висоти підкранової балки з рейкою, яка рівна 1/8 її прольоту.
Hв = (hб + hр) + H2 = 1600 +4400 + 170 =6170 мм.
При заглиблені бази колони на 1000 мм нижче підлоги
Нн = Но – Нв + 1000 = 19800 – 6170 + 1000 = 14630 мм.
Повна висота колони :
Н =Нв + Нн = 6170 + 14630 = 20800 мм.
Нф = 3150 мм
Нфн = 1250×2 + 1000 = 3500 мм
де: Но – висота цеху від рівня підлоги до низу ферми;
НВ – висота верхньої частини балки [(1/8 – 1/10)l балки]
hp – висота підкранової рейки;
Нн – висота нижньої частини колони;
Нф – висота ферми;
Нфн – висота ліхтаря.
Горизонтальні розміри (В1 – по дод.1 Бєлєня, В1 = 400 мм)
Необхідна прив’язка а = 500 мм.
Висота перерізу верхньої частини колони h = 700 мм, (>HB/12 = 6170/12 = 515 мм)
Приймаємо h = 700 мм (мал.3)
мм, приймаємо l1 = 1000 мм (кратно 250 мм)
hн = l1 + a = 1000 + 500 = 1500 мм.
Проліт мостового крану :
lк = l – 2l1 = 36000 – 2 ∙ 1000 = 34000 мм.
де: В1 – розмір частини кранового моста що виступає за вісь рейки.
75 – відстань від підкранової балки до осі колони.
Переріз верхньої частини колони позначаємо двотавровим, нижній – наскрізним. Всі розміри, визначені в прикладі, показані на мал. 2 і 3 в дужках.
1.3. Схема зв’язків між колонами.
Система зв’язків між колонами забезпечує під час експлуатації і монтажу геометричну незмінність каркасу та його здатність в повздовжньому напрямку.
Мал.4. Схема зв’язків між колонами.
1.4. Схема зв’язків по шатру будинку.
Система зв’язків покриття складається із горизонтальних і вертикальних зв’язків. Горизонтальні зв’язки розташовуються в площинах нижнього, верхнього поясів ферм і верхнього поясу ліхтаря. Горизонтальні зв’язки складаються з поперечних та повздовжніх.
а) Схема зв’язків по верхньому поясі ферм.
б) Схема зв’язків по нижньому поясі ферм.
в) Вертикальні зв’язки між фермами.
Встановлюють 2 вертикальні зв’язки по ширині прольоту через 12 м.
г) Зв’язки по ліхтарю.
Мал. 8.
1.5. Схема фахверка.
Мал.9.
2. Розрахунок поперечної рами будинку.
Вихідні дані. Вимагається провести статичний розрахунок і визначити зусилля в елементах рами цеху. Параметри будинку і каркасу по розрахунку 1. Місце будівництва м. Горький. Будинок опалюваний.
А. Розрахункова схема рами.
У відповідності з конструктивною схемою (мал.2) вибираємо її розрахункову схему і основну систему (мал.10). Відстань між центрами ваги верхньої та нижньої ділянки колони:
ео = 0,5(hк - hB) = 0,5(1500 – 700 ) = 0,4 м
Співвідношення моментів інерції: Iн/Iв = 5; Iр/Ін = 4
Якщо Iв = 1, то Iн = 5; Iр = 20. З’єднання ригеля з колоною призначаємо жорстким.
Б. Навантаження на поперечну раму.
Всі навантаження підраховуються з врахуванням коефіцієнту надійності по призначенню (γн = 0,95 для більшості промислових будинків).
Постійне навантаження.
Навантаження на 1 м2 покрівлі підраховують по табл.1.
Розрахункове рівномірно розподілене лінійне навантаження на ригель рами по формулі:
Мал.10. Розрахункова схема рами. Постійне та снігове навантаження.
Таблиця 1. Постійне поверхневе розподілене навантаження від покриття.
Склад покриття
Навантаження
кПа
Коефіцієнт
перевантаження
Розрахункове
кПа
Захисний шар(бітумна мастика з втопле-
ним гравієм) γ = 21 кН/м3, t = 20 мм.
Гідроізоляція (4 шари рубероїду)
Утеплювач (пінопласт) γ = 0,5 кН/м3,
t = 50 мм
Пароізоляція (1 шар руберойду)
Стальна панель із профільованим насти-
лом
Власна вага металевих конструкцій шатра
(ферми, ліхтаря, зв’язків)
0,42
0,2
0,03
0,04
0,35
0,3
1,3
1,3
1,2
1,3
1,05
1,05
0,55
0,26
0,04
0,05
0,37
0,32
Всього
Опорна реакція ригеля рами:
кН.
Розрахункова вага колони (див. Табл.12.1, Бєлєня).
Верхня частина (20% ваги)
кН
Нижня частина (80% ваги)
кН
Поверхнева вага стін 200 кг/м2 перепльотів зі заскленням 35 кг/м2. В верхній частині колони (включно вага цієї частини колони):
кН
В нижній частині колони:
кН
Постійне навантаження показане на мал. 10(б).
Снігове навантаження.
По СНиПу вага снігового покрову qo = 15 кПа. При коефіцієнт перевантаження n = 1,45. Лінійне розподілене навантаження від снігу на ригель рами по формулі:
кН/м
Опорна реакція ригеля:
кН. (мал. 10.в)
Вертикальні зусилля від мостових кранів (мал. 11).
База крану (6,2м) і відстань між колесами двох кранів (3,15м), а також рейки коліс для кранів вантажопідйомністю 100/20 – FR, max = 490; FR2, max = 510 (Бєлєня). По формулі визначаємо розрахункове зусилля, яке передається колесами крана на колону:
Мал. 11. До прикладу визначення навантажених від мостових кранів.
(вага підкранової балки по табл. 12.1. Gп = 0,25 ∙ 12 ∙ 18 = 54 кН)
де: n – коефіцієнт перевантаження;
nc – коефіцієнт що враховує режим роботи (nc = 0,85 для крану с-режиму роботи);
qн = 1,5 кН/м2 – корисне нормативне навантаження на гальмівній площадці;
bt – ширина гальмівної площадки;
b – крок колон.
На іншій стороні крану також будуть передаватися зусилля, але значно менше. Силу Dmin можна визначити, якщо замінити в формулі FR,max на FR , тобто на нормативні зусилля, які передаються колесами іншої сторони крану, кН:
кН.
де: Q – вантаж крану;
Qк – крану з вагонеткою;
no – число коліс з однієї сторони крану.
Сили Dmax , Dmin прикладені по осі підкранової балки і тому не тільки стикають нижню частину колони, а і передають на неї згинаючі моменти:
кНм;
кНм.
де : ек – відстань від осі підкранової балки до осі, яка проходить через центр ваги нижньої частини колони:
ек = 0,5hн = 0,5 ∙ 1,5 = 0,75 м.
Горизонтальна сила від мостових кранів, яка передається одним колесом, по формулах:
кН;
Сила Т :
кН
Умовно приймаємо, що сила Т прикладена на рівні уступу колони (мал.12)
Мал. 12. До прикладу визначення навантажень від мостових кранів.
Вітрове навантаження.
Нормативний швидкісний напір вітру (СНиП) qo = 0,23 кПа (для Горького – І зона), тип місцевості – Б (дод. 3, Бєлєня) і коефіцієнт к для 10м – 0,65; 20м – 0,85; 30м – 1,05; 40м – 1,1. Таким чином, розрахункове лінійне вітрове навантаження, яке передається на стійку рами в якійсь точці по висоті при відсутності повздовжнього фахверка, визначається по формулі:
де: n – коефіцієнт перевантаження;
k – коефіцієнт, який враховує висоту і захищеність від вітру іншими будівлями;
с – аеродинамічний коефіцієнт;
b – ширина розрахункового блоку.
Лінійне розподілене навантаження при висоті:
до 10 м – 2,52×0,65 = 1,6 кН/м;
20 м – 2,52×0,85 = 2,2 кН/м;
30 м – 2,52×1,05 = 2,7 кН/м;
20,8 м – 2,2 + (2,7 – 2,2)×0,8/10 = 2,24 кН/м;
27,45 м – 2,2 + (2,7 – 2,2)×7,45/10 = 2,57 кН/м.
Зосереджені сили від вітрового навантаження, визначаємо по формулі:
кН,
кН.
Еквівалентні лінійні навантаження визначаємо по формулах:
кН/м
qB10 – розрахункове вітрове навантаження на висоті 10 м,
α – коефіцієнт (при Н = 20 м α = 1,1).
Епюри вітрового навантаження будуть мати вигляд (мал. 13.)
Мал. 13. До визначення вітрового навантаження.
В. Статичний розрахунок поперечної рами.
Розрахунок на постійні навантаження.
Основна система наведена на (мал.. 14а), а схема навантаження на (мал.. 10). Зосереджений момент із-за зміщення осей верхньої і нижньої частини колони:
кНм.
Параметри по табл.. 12.4, Бєлєня
n = 1/5 = 0,2; α = НВ/Н = 6,17/20,8 = 0,297 = 0,3
Конічне рівняння для лівого вузла : Г11∙φ + Г1р = 0.
Мал. 14. До розрахунку рами на постійне навантаження .
Момент від повороту вузлів (мал. 14б) на кут φ = 1 (М1)
.
Момент від навантаження на стійках Мр (мал..14в).
кНм;
кНм;
кНм;
кНм;
Моменти на опорах ригеля (защемлена балка постійного по довжині перерізу).
кНм.
Коефіцієнт канонічного рівняння:
(по епюрі М1);
(по епюрі Мр);
Кут повороту: .
Момент від фактичного кута повороту (М1φ):
кНм;
кНм;
кНм;
кНм;
Епюра моментів (М1φ + Мр) від постійного навантаження (мал.. 14г).
кНм;
кНм;
кНм;
кНм;
кНм.
Перевірка правильності розрахунку служить рівність моментів в вузлі В (334 ≈ 372), рівність перепаду епюри моментів в точці С (-240-7=247) зовнішнього моменту (-247), а також рівність поперечних сил на верхній і нижній частинах колони (мал. 14д).
кН;
кН.
Різниця (2%) отримана в результаті заокруглення параметра α . На (мал. 14е) приведена епюра нормальних сил (з врахуванням ваги стін і власної ваги колон).
Розрахунок на навантаження від снігу.
Проводиться аналогічно розрахунку на постійне навантаження.
Зосереджений момент на колоні:
кНм.
Моменти від навантаження:
кНм;
кНм;
кНм;
кНм;
кНм.
Коефіцієнт канонічного рівняння:
;
;
Кут повороту: .
Момент від фактичного кута повороту:
кНм;
кНм;
кНм;
кНм;
Епюри зусиль від снігового навантаження показані на (мал. 15).
кНм;
кНм;
кНм;
кНм.
кНм;
кН;
NB = NA = 447 кН; Npur = - 31 кН.
Мал. 15. Епюра зусиль в рамі від снігового навантаження.
Розрахунок на вертикальне навантаження від мостових кранів.
Розрахунок проводиться при положенні вагонетки крану біля лівої стійки. Основна система і схема навантаження приведені на мал. 16а.
Перевірка можливості рахувати ригель абсолютно жорстким по формулі:
;
Канонічне рівняння для визначення зміщення
r11∙φ + r1р = 0
Моменти і реакції від зміщення верхніх вузлів на ∆ = 1 (мал. 16б), по табл. 12.4, Бєлєня.
Моменти від реакції на лівій стійці від навантаження (мал. 16в):
кНм;
кНм;
кНм;
кНм;
кН
Мал. 16. До розрахунку рами н вертикальне навантаження від мостових кранів.
Зусилля на правій стійці можна аналогічно або перемножуючи зусилля лівої стійки на відношення.
Мmin/Мmax = 551/1633 = 0,34.
Реакція верхніх кінців стійок.
кН
Зміщення плоскої рами:
Кранове навантаження – місцеве, тому αup ≠ 1.
При жорсткій покрівлі, по формулі:
де: n – число рам в блоці;
аі – відстань між симетрично розташуванням відносно середини блока рами (а2 – другими від торців).
no – коліс кранів на одній лінії;
∑у – сума ординат лінії впливу реакції рами (мал. 17, 11) ∑у= 4,72.
Мал. 17.
Зміщення з врахуванням просторової роботи по формулі:
Епюра моментів М1,∆пр від фактичного зміщення рами з врахуванням просторової роботи показана на мал. 16г, а сумарна (Мр + М1,∆пр) на мал. 16д. Епюра Q (мал. 16е) свідчить про правильність розрахунку (поперечні сили в верхніх і нижніх частинах стійок рами практично однакові). Різниця в значеннях нормальної сили (мал. 16ж) з лівого і правого кінців ригеля дісталось за рахунок передачі горизонтальних сил на сусідні рами.
Розрахунок на горизонтальну дію мостових кранів.
Основна система, епюра М1, канонічне рівняння, коефіцієнт αup – такі ж, як і при розрахунку на вертикальне навантаження від мостових кранів.
Моменти та реації в основній системі від сили Т (мал. 18а)
кНм;
кНм;
кНм;
кН;
кН
Значення верхніх кінців з врахуванням просторової роботи:
Епюри M i Q показані на мал. 18б,в.
Мал. 18. Епюра зусиль від горизонтальної дії кранів.
Перевірка правильності рішення: скачок на епюрі Q (41 + 32 = 73 кН), рівний силі Т , на лівій стійці поперечні сили в верхній і нижній частині рівна 10 кН.
Розрахунок на вітрове навантаження.
Основна система і епюра М1 – як для кранових дій.
Епюра Мр (мал. 19а) на правій стійці:
кНм;
кНм;
кНм;
кН.
На лівій стійці біля сили отримуємо множенням на коефіцієнт .
Коефіцієнт канонічного рівняння визначаємо по формулі: rн = - 604t ;
кН,
де кН;
Зміщення рами (вітрове навантаження діє на всі рами блока і тому αпр = 1):
Епюра М = (Мр + М1∆) показана на мал. 19б.
Епюра Q (мал. 19в) на лівій стійці:
кН.
Мал. 19. Епюри зусиль від вітрового навантаження.
QB = QA – qe ∙ H = 49 – 1,8 ∙ 20,8 = 12 кН
На правій стійці :
кН;
кН.
При правильному вирішенні сума поперечних сил внизу повинна бути рівна сумі всіх горизонтальних навантажень:
кН;
кН;
Г. Складання комбінацій зусиль в перерізах стійки рами і визначення
зусиль для розрахунку колони.
Рама симетрична, тому таблиця 2 складається для характерних перерізів одної стійки. Для того, щоби врахувати всі можливі випадки завантаження, в таблицю заносять зусилля від впливу кранових навантажень при вагонетці (візку) біля правої стійки (епюра – дзеркальне відображення епюри при візку зліва), зусилля при силі Т1 прикладеній до іншої стійки, зусилля при іншому напрямку вітру. Інструкції щодо складання комбінацій зусиль і по визначенні зусиль для розрахунку колон (в табл. виділені рамкою) приведені в додатку „МК” (Бєлєня) ст. 299.
3. Розрахунок і конструювання стропильної ферми.
1. Вихідні дані. Параметри будинку і навантаження такі ж, що і в компоновці і розрахунку рами. Матеріал стержнів ферми – сталь марки Вст3сп5, R = 225 МПа = 22,5 кН/см2 (t = 4…20 мм), пояси із таврів з паралельними гранями поличок і решітка з парних кутників.
Таблиця 2. Таблиця розрахункових зусиль в перерізах лівої стійки (згинальні моменти кНм, і нормативні поперечні сили кН).
Продовження таблиці 2.
Продовження таблиці 2.
В цю комбінацію зусиль включені зусилля від кранового навантаження в зв’язку з тим, що абсолютна величина від’ємного моменту дещо зменшується, нормальна сила при цьому суттєво збільшується.
2. Збір навантажень на ферму.
Постійне навантаження . Склад покрівлі див. табл. 1
Навантаження від покриття (за виключенням ваги ліхтаря)
кН/м2.
Вага ліхтаря, на відміну від розрахунку рами, враховуєм в місцях фактичного опирання ліхтаря на ферму.
Вага каркасу ліхтаря на одиницю площадки горизонтальної проекції ліхтаря кН/м2.
Вага бортової стійки і засклення на одиницю довжини стінки qδ,ст. = 2 кН/м2.
Вузлові сили (мал. 20а).
кН.
кН.
кН.
Сили Fo і Fн прикладені до колон і в розрахунку ферми не враховується.
Опорні реакції : кН.
Мал. 20. До розрахунку ферми.
а) схема постійного навантаження; б,в) схема снігового навантаження .
Снігове навантаження. Розрахункове навантаження.
де: n = 1,45 – коефіцієнт перевантаження (див розрахунок рами).
Вузлові сили:
1- й варіант снігового навантаження (мал. 20б)
кН.
кН.
кН.
Опорні реакції : кН.
2- й варіант снігового навантаження (мал. 20в)
кН. кН.
кН. кН.
кН. кН.
кН. кН.
Опорні реакції :
- на лівій опорі
кН.
- на правій опорі
кН.
Навантаження від рамних елементів (див. табл. 2).
1-ша комбінація.
М1мах = -1139 кНм;
М2від = - 816 кНм (співтавити 1,2,3,3,4*,5).
2-га комбінація.
М1 = -1139 – (-428) = - 711 кНм;
М2від = - 816 – (-428) = -388 кНм.
Навантаження від розпору рами.
1-ша комбінація.
кН;
кН;
2-га комбінація.
кН;
кН.
Схема прикладання опорних моментів і ростверку приведена на мал. 21.
Мал. 21. Схема прикладання опорних моментів і ростверку.
3. Визначення зусиль в стержнях ферми.
Зусилля в стержнях ферми визначаємо окремо для кожного навантаження з допомогою побудови діаграми Максвела-Кремона.
При викреслені схеми ферми (мал. 22а) за розрахункову висоту приймаємо відстань між осями поясів. Суму прив’язки осей поясів таврового перерізу до їх зовнішніх граней ∑Zo можна прийняти рівну 100 мм. Ухилом ферми при і = 0,015 можна знехтувати.
Для симетричного навантаження (постійного і 1-й варіант снігового) достатньо побудувати діаграму зусиль тільки для половини ферми. Діаграма зусиль від постійного навантаження приведена на мал. 22б. Аналогічно будується діаграма від снігового навантаження . максимальні зусилля в стержнях ферми від снігового навантаження (за виключенням стійок в місцях утворення снігових мішків) утворюється, як правило, при 1-му варіанті завантаження. Тому можна обмежитись побудовою діаграми зусиль від 1-го варіанта снігового навантаження, а по 2-му варіанту визначають тільки зусилля в стійках. Ці зусилля рівні кутовим навантаженням.
Мал. 22. Розрахункова схема (а) і діаграма зусиль від постійного навантаження (б).
Для визначення зусиль від опорних моментів зручно побудувати діаграми від одиничного моменту, який прикладений до лівої опори; дзеркальне відображення цих зусиль дасть значення зусиль в стержнях ферми від одиничного моменту, який прикладається до правої опори. Зусилля від одиничних моментів множаться на відповідні значення моментів і сумуються.
Для побудови діаграми одиничний момент замінюється парою сил з плечем, рівним робочій висоті ферми на опорі:
кН.
Значення вертикальних опорних реакцій ферми:
кН.
Діаграма зусиль від одиничного опорного моменту приведена на мал. 23.
Мал. 23. Розрахункова схема (а) і діаграма зусиль від одиничного моменту (б).
Зусилля від ростверку рами прикладаємо повністю до нижнього поясу. Зміна зусиль по довжині поясу можна прийняти лінійним. Зусилля від всіх видів завантажень зводимо в таблицю розрахункових зусиль в стержнях ферми (табл. 3) і знаходимо розрахункове зусилля. Зусилля від розрахункових моментів і ростверку рами враховуємо тільки в тому випадку, якщо вони довантажують стержень або змінюють знак. При врахуванні зусиль від окремих моментів, снігове навантаження вводиться з коефіцієнтом nc = 0,9.
Мал. 24. Розрахункова схема (а) і діаграма зусиль від снігового навантаження (б).
Таблиця 3. Розрахункові зусилля в стержнях ферми, кН.
Елемент
№
стержня
Зусилля від снігового навантаження
Зусилля від опорних моментів
Розрахункові зусилля
1
2а
2б
3
4
Верхній
пояс
Нижній
пояс
Розкоси
Стійки
* по 2-й комбінації моментів розпору рами.
** по 2-му варіанту снігового навантаження
4. Підбір і перевірка перерізів стержнів ферм
Таблиця 4.
1
2
3
4
5
6
7
8
9
10
11
12
13
14
Продовження таблиці 4.
1
2
3
4
5
6
7
8
9
10
11
12
13
14
5. Розрахунок зварних швів прикріплення розкосів і стійок до фасонок і поясів ферм.
Для зварювання вузлів ферми приймаємо півавтоматичну зварку апаратом Св-08Г2С, d = 1,4...2 мм; kш,мах = 8 мм, βш = 0,9; βс = 1,05; ;
Несуча здатність швів визначається міцністю по границі плавлення:
МПа = 17,3 кН/см2;
см
Таблиця 5
№
стерж-
ня
Переріз
[N]
кН
Шов по кромці
Шов по перу
1-2
2-3
3-4
4-5
5-6
6-7
7-8
8-9
180×110×12
125×9
75×5
140×10
80×7
80×6
100×7
80×8
1025
835
124
645
455
189
244
81
6. Вузли ферми. Мал. 24а
Опорний вузол.
Опорний стик ферми Fф = 728 кН (мал. 24а).
Горизонтальне зусилля від опорного моменту Hf = 374 кН.
Зусилля від розпору рами: кН.
Площа торця фланця визначається із умови зминання (мал. 25).
см2.
Rcм.т = 350 МПа = 35 кН/см2 (для сталі Вст3сп5) – розрахунковий опір сталі торцевої поверхні.
Приймаємо ребро фланця 340×25 мм:
Ар = 34×2,5 = 85 см2 > 20,8 см2.
Опорний столик приймаємо товщиною 40 мм. Столик потрібно приварити в колоні по трьом сторонам. Зварні шви, які приварюють столик до колони, розраховують по формулі:
Розраховуємо кріплення опорного столика до стінки колони швами напівавтоматичної зварки зварною дротиною Св-08Г2.
МПа = 21,5 кН/см2;
по СНиП - МПа = 16,5 кН/см2, по таблиці 5.4 ρш = 0,9 ∙ bc = 1,05
кН/см2.
Визначаємо катети зварних швів по формулі:
; см.
Приймаємо столик 380×200×40.
Розрахунок болтів (верхній пояс).
Розрахункове розтягуюче зусилля в поясі N = 374 кН. Кріплення здійснюється болтами грубої точності, класу міцності [5,8], що мають 200 МПа = 20 кН/см2.
Зусилля одного болта.
кН;
см2;
см2.
Приймаємо 4 болти d = 27 мм : см2 >
В нижньому поясі приймаємо аналогічно 6 болтів діаметром 27 мм. Розміри фасонок приймаємо по довжині розрахункових швів (таблиця 5).
Монтажний вузол.
Стик проектуємо зі сталі Вст3сп5 з R = 225 МПа = 22,5 кН/см2 і МПа = 42 кН/см2. З’єднання здійснюємо на болтах нормальної точності діаметром 27 мм, класу міцності [8,8], що має МПа = 40 кН/см2. Отвори для болтів діаметром 30 мм. Визначаємо несучу здатність одного болта, що має один робочий зріз. Мал. 24б
- на зріз по формулі
кН.
- на зминання листа по формулі
кН.
де прийнято: ∑t = tн = 21 мм; так, як накладка 180×22,
∑tн = 22 мм > 21 мм (поличка ┬).
Кількість болтів на одиній стороні ферми:
шт.
Приймаємо однаковий стик в нижній і у верхній частині ферми (див. мал. 24б).
4. Розрахунок і конструювання колони.
4.1. Вихідні дані. Вимагається підібрати перерізи суцільної верхньої і скрізної нижньої частин колони одно прольотного промислового будинку (ригель має жорстке з’єднання з колоною). Розрахункові зусилля вказані в табл. 2:
- для верхньої частини колони в перерізі 1-1 N = 728 кН; М = - 1139 кНм; Q = 166 кН; в перерізі 2-2 при цьому ж наборі навантажень (1,2,3*,4,5) М = - 166 кНм.
- для нижньої частини колони N1 = 2978 кН; М1 = -1287 кНм (згинальний момент довантажує підкранову вітку); N2 = 3321 кН; М2 = 1566 кНм (згинальний момент довантажує зовнішню вітку); Qmax = 206 кН.
Співвідношення жорсткостей верхньої і нижньої частини колони Ів/Ін = 1/5; матеріал колони – сталь 18 кП, бетон фундаменту марки В25. Конструктивна схема колони показана на мал. 25.
4.2. Визначення розрахункових довжин колони.
Розрахункові довжини для верхньої і нижньої частин колони в площині рами визначимо по формулах:
; ;
Так, як НВ/Нн = l2/l1 = 6,17/14,63 = 0,422 < 0,6 і Nн/NВ = 3321/728 = 4,6 > 3.
Значення μ1 і μ2 визначаємо по таблицях 14.1 (Бєлєня). В одно пролітній рамі з жорстким з’єднанням ригеля з колоною верхній кінець колони закріплений тільки від повороту: μ1 = 2; μ2 = 3.
Таким чином для нижньої частини колони:
см;
- для верхньої частини: см.
Розрахункові довжини в площині рами (див. мал. 25а) для нижньої і верхньої частини рівні відповідно:
см; см.
4.3. Підбір перерізу верхньої частини колони.
Переріз верхньої частини колони приймаємо у вигляді зварного двотавра висотою hB = 700 мм.
Визначаємо потрібну площу перерізу.
Для симетричного двотавра:
см; см;
.
(для сталі 18кп товщиною до 20 мм R = 220 МПа = 22 кН/см2);
Значення коефіцієнта η визначається по додатку 10, Бєлєня.
Приймаємо у першому наближені Ап/Аст = 1;
тоді: ;
;
По додатку 8, Бєлєня φвн = 0,151; см2.
Компонування перерізу: висота стінки hcт = hв – 2tr = 70 – 2 ∙ 1,6 = 66,8 см (приймаємо попередньо товщину поличок tr = 1,6 см). По таблиці 14.2, Бєлєня при m > 1 і λ > 0,8 з умови місцевої стійкості:
;
см приймаємо tcт = 1,2 см.
Потрібна площа полички.
см2.
З умови стійкості верхньої частини колони із площини дії моменту ширина полички .
З умови місцевої стійкості полички по формулі:
;
де .
Приймаємо: bn = 45 см; tn = 1,6 см; Аn = 45×1,6 = 72 см2 > An.noт.;
bn > (1/20)ly2 = 457/20 = 22,9 см;
bсв/tn = (4,5 – 1,2)/2×1,6=13,8 < 17,3.
Геометричні характеристики перерізу.
Повна площа перерізу:
см2 – розрахункова площа перерізу з врахуванням тільки стійкості і рівна повній площі перерізу: Ао = 224,2 см2.
см4;
см4;
Wx = 198236/35 = 5664 cм3;
см;
см;
см.
Перевірка стійкості верхньої частини колони в площині дії моменту по формулі.
;
.
Значення коефіцієнту η визначаємо за додатком 10, Бєлєня при ,
за додатком 8, Бєлєня
кН/см2 < R = 22 кН/см2.
Стійкість забезпечена.
Перевірка стійкості верхньої частини колони із площини дії моменту по формулі:
; ; ; (додаток 7, Бєлєня).
Для визначення mx знайдемо максимальний момент в середній тріщині розрахункової довжини стержня (мал. 26).
Мал. 25. До прикладу розрахунку колони: а) конструктивна схема колони; б,в) перерізи колони.
кН.
По модулю:
кНм;
при коефіцієнт С = β(1 + αmx);
α, β – коефіцієнти, які визначаються по додатку 11, Бєлєня.
Мал. 26. До визначення розрахункового моменту Мх .
; β = 1,0.
;
;
Оскільки ;
Тоді: кН/см2 < R = 22 кН/см2.
Стійкість верхньої частини колони із площини дії моменту забезпечена.
4.4. Підбір перерізу нижньої частини колони.
Переріз нижньої частини колони наскрізний, який складається з двох віток, які з’єднуються решіткою. Висота перерізу hн = 1500 мм. Підкранову вітку колони приймаємо з широко поличкового двотавру, зовнішню – складного зварного перерізу із трьох листів.
Визначимо по формулі орієнтовне положення центру ваги. Приймаємо zo = 5 cм; ho = h – zo = 150 – 5 = 145 cм.
см;
см.
Зусилля у вітках визначаємо по формулах.
В підкрановій вітці:
кН.
В зовнішній вітці:
кН.
Визначаємо потрібну площу вітки і вибираємо переріз.
Для підкранової вітки:
: задаємося φ = 0,80; R = 220 МПа = 22 кН/см2 (сталь марки 18кп).
Тоді: Аb1 = 2223/0,8 ∙ 22 = 165,5 см2.
По сортаменту підбираємо двотавр 60 Б1; Аb1 = 131 cм2; іу = 24,3 см; іх = 4,88 см.
Для зовнішньої вітки:
см2.
Для зручності прикріплення елементів решітки проектують між внутрішніми гранями поличок, приймаємо такі ж, як і в підкрановій вітці (563 мм). Товщину стінки швелера tcт для пружності її з’єднують в стик з поличкою над кранової частини колони приймаємо рівною 16 мм; висота стійки із умови розміщення зварних швів hст = 605 мм.
Необхідна площа поличок.
см2;
Із умови місцевої стійкості полички швелера
Приймаємо: bn = 22 cм; tn = 1,6 см; Ап = 35,2 см2.
Геометричні характеристики вітки.
см2;
см;
см4;
см4;
см;
см.
Уточнюємо положення центру ваги перерізу колони:
см;
см;
см.
Різниця від початково прийнятих розмірів невелика, оскільки зусилля у вітках не перераховуємо.
Перевірка стійкості віток:
З площини рами (відносно осі у – у) ly = 1463 cм.
Підкранова вітка: ; φу = 0,820;
кН/см2 < R = 22 кН/см2.
Зовнішня вітка: ; φу = 0,797;
кН/см2 < R = 22 кН/см2.
З умови рівностійкості підкранової вітки в площині і з площини рами визначаємо потрібну відстань між вузлами решітки:
;
см.
Приймаємо lb1 = 2716 см, поділивши нижню частину колони на ціле число панелей. Перевіряємо стійкість віток в площині рами (відносно осей х1 – х1 і х2 – х2).
Підкранова вітка: ; φх = 0,829;
кН/см2 < R = 22 кН/см2.
Зовнішня вітка: ; φх = 0,92;
кН/см2 < R = 22 кН/см2.
Розрахунок решітки підкранової частини колони.
Поперечна сила в перерізі колони Qmax = 206 кН.
Умовна поперечна сила Qум = 7,15 ∙ 10-6 ∙ (2330 – E/R) ∙ (N/φ); при R = 22…23 кН/см2.
кН < Qmax = 206 кН .
Розрахунок решітки проводимо на Qmax.
Зусилля стиску в розкосі.
кН.
α = 48º (кут нахилу розкосу, див. мал. 25)
Задаємося: .
Потрібна площа розкосу:
см2;
γ = 0,75 – коефіцієнт надійності (стиснутий кутник, що прикріплюється однією поличкою).
Приймаємо кутник 100×8.
Ар = 15,6 см2; іmin = 1,98; λmax = lp/ іmin = 203/1,98 = 103;
де: см; тоді φ = 0,56.
Напруження в розкосі.
кН/см2 < R ∙ γ = 22 ∙ 0,75 = 16,5 кН/см2.
Перевірка стійкості колони в площині дії моменту як одиничного стержня.
Геометричні характеристики всього стержня:
см2;
см4;
см;
.
Приведена гнучкість:
;
Коефіцієнт α1 залежить від кута нахилу розкосів, при α = 45...60º можна прийняти α1 = 27.
см2 – площа перерізу розкосів по двох гранях перерізу колони;
.
Для комбінації зусиль, що довантажують зовнішню вітку (переріз 4 – 4), N2 = 3321 кН; М2 = 1566 кНм.
φвн = 0,564 (дод.9, Бєлєня).
кН/см2 < R = 22 кН/см2.
Стійкість наскрізної колони як одиничного стержня з площини дії моменту перевіряти на потрібно, так як вона забезпечена перевіркою стійкості окремих віток.
4.5. Розрахунок та конструювання вузла з’єднання верхньої та нижньої частини колони (мал. 27).
Розрахункові комбінації зусиль в перерізі над виступом:
1) М = 425 кНм; N = 617 кН (завантаження 1,2,4);
2) М = - 518 кНм; N = 1019 кН (завантаження 1,2,5*)
Тиск кранів Dmax = 2177 кН
Міцність стикового шва (Ш 1) перевіряємо п онормальних напруженням в крайніх точках перерізу над кранової частини. Площа шва рівна площі перерізу колони.
1-ша комбінація М і N .
зовнішня поличка
кН/см2 < Rзв = 22 кН/см2.
внутрішня поличка
кН/см2 кН/см2.
2-га комбінація М і N .
зовнішня поличка
кН/см2 < кН/см2.
внутрішня поличка
кН/см2 < Rзв = 22 кН/см2.
Товщину стінки траверси визначаємо із умови зминання за формулою:
см;
см;
см, приймаємо tпл = 2 см;
Rзм.т = 350 МПа = 35 кН/см2 = 1250 кН, приймаємо tтр = 2,0 см.
Зусилля стійки траверси визначаємо із умови.
Зусилля у внутрішній поличці у верхній частині колони (2-га комбінація).
кН.
Довжина шва кріплення вертикального ребра траверси до стінки траверси, по формулі:
Приймаємо напівавтоматичну зварку дротам Св-0,8А d = 1,4…2 мм;
βш – коефіцієнт зварного з’єднання кутовими швами при розрахунку по металу шва.
βс – коефіцієнт зварного з’єднання кутовими швами при розрахунку по металу границі плавлення.
Приймаємо мм; ;
180 МПа = 18 кН/см2; 165 МПа = 16,5 кН/см2;
кН/см2;
lш2 = 1250/4 ∙ 1,0 ∙ 14,4 = 21,7 см;
lш2 < см.
В стінці підкранової вітки робимо отвір, в який заводимо стінку траверси.
Для розрахунку шва кріплення траверси до підкранової вітки складаємо комбінацію зусиль, що дає найбільшу опорну реакцію траверси.
Такою комбінацією буде 1,2,3,4,5*, М = - 211 кНм; N = 1019 кН;
кН.
де коефіцієнт 0,9 враховує, що зусилля N і M прийняті для 2-ї основної комбінації навантаження.
Потрібна довжина шва:
см;
lшз < см.
Із умови міцності стінки підкранової вітки в місці кріплення траверси (розріз 1-1) визначаємо висоту траверси hтр за формулою:
см
tст.в = 10 мм – товщина стінки тавра №60 Б1;
Rср = 12,5 кН/см2 – розрахунковий опір зрізу фасонного прокату із сталі 18кп. Приймаємо hтр = 95 см.
Перевіряємо міцність траверси як балки, що навантажена зусиллями N, M, та Dmax . розрахункова схема і переріз траверси приведені на мал. 27б,в. Нижній пояс траверси приймаємо конструктивно із листа 540×18 мм, верхні горизонтальні ребра – з двох листів 200×18 мм.
Знайдемо геометричні характеристики траверси.
Положення центру ваги перерізу траверси:
см;
см4
см3.
Максимальний згинаючий момент в траверсі виникає при 2-й комбінації зусиль:
кНсм.
кН/см2 < Rзв = 22 кН/см2.
Максимальна поперечна сила в траверсі з врахуванням зусиль від кранів виникає при комбінації зусиль 1,2,3,4(-),5*.
кН.
Коефіцієнт k = 1,2 враховує нерівномірну передачу зусилля Dmax.
кН/см2 < Rep = 125 кН/см2.
Мал. 27. До розрахунку вузла з’єднання верхньої і нижньої частини колони.
а) конструктивне вирішення вузла;
б) розрахункова схема траверси;
в) переріз траверси.
4.6. Розрахунок і конструювання бази колони.
Ширина нижньої частини колони перевищує 1м, тому проектуємо базу роздільного типу (мал. 28).
Розрахункові комбінації зусиль в нижньому перерізі колони (переріз 4-4):
1) М = 1566 кНм; N = 3321 кН (для розрахунку бази зовнішньої вітки);
2) М = - 177 кНм; N = 2919 кН (для розрахунку бази підкранової вітки).
В комбінації зусиль не враховане навантаження від снігу, так як:
кН > кН,
тобто снігове навантаження розвантажує підкранову вітку.
Зусилля у вітках колони визначимо по формулах:
кН.
кН.
База зовнішньої вітки. Потрібна площа плити.
см2;
кН/см2;
де: кН/см2 (бетон марки – В25).
По конструктивним міркуванням звіс плити с2 повинен бути не менше 4 см. Тоді см, приймаємо В = 70 см.
см, приймаємо L = 50 cм.
Апл.фак. = 70×50 = 3500 см2 > Aпл.тр
Середнє напруження бетону під плитою:
кН/см2.
Із умови симетричного розташування траверси відповідно центра ваги вітки відстань між траверсами рівна.
см;
при товщині траверси 14 мм
см
Визначаємо згинальні моменти на окремих ділянках плити:
Ділянка 1 (конльний звіс с = с1 = 6 см)
кНсм;
Мал. 28. До розрахунку бази колони.
Ділянка 2 (конльний звіс с = с2 = 5,25 см)
кНсм;
Ділянка 3 (плита оперта на чотири сторони)
, (α = 0,125)
кНсм;
Ділянка 4 (плита оперта на чотири сторони)
, (α = 0,125)
кНсм;
Приймаємо для розрахунку Мmax = М3 = 51 кНсм.
Потрібна товщина плити:
см, R = 210 МПа = 21 кН/см2, для сталі 18кп товщиною 21...40 мм.
Приймаємо tпл = 40 мм (2 мм – допуску на фрезерування).
Висоту траверси визначаємо із умови розміщення шва кріплення траверси до вітки колони. В запас міцності всі зусилля у вітці передаємо на траверсу через 4 кутові шва.
Зварювання напівавтоматичне зварним дротом Св—08А, довжину шва визначаємо за формулою:
см;
де кН/см2, так як
lш2 < см. Приймаємо lтр = 60 см.
де: - довжини шва;
- розрахунковий опір металу зварних стикових швів зрізу (зсуву).
- розрахунковий опір кутових зварних швів зрізу (умовному) по металу.
- розрахунковий опір кутових зварних швів зрізу (умовному) по металу границі плавлення.
- коефіцієнт зварного з’єднання кутовими швами при розрахунку по металу шва.
- коефіцієнт умовної роботи зварного з’єднання кутовими швами при розрахунку по металу шва.
Вимоги до максимальної довжини швів виконується.
Кріплення траверси до плити приймаємо кутовими k = 8 мм.
Перевірка міцності зварних швів.
кН/см2 ≤ 16,2 кН/см2;
шви задовольняють вимоги міцності. При врахуванні сумарної довжини швів з кожної сторони шва не враховується по 1 см на не провар.
База внутрішньої вітки. Потрібна площа плити:
см2;
см, приймаємо В = 70 см.
см, приймаємо L = 35 cм.
Апл.фак. = 70×35 = 2450 см2 > Aпл.тр
Середнє напруження бетону під плитою:
кН/см2.
с1 = 4,6 см (мал. 28).
Визначаємо згинальні моменти на окремих ділянках плити:
Ділянка 1 (конльний звіс с = с1 = 4,6 см)
кНсм;
Ділянка 2 (конльний звіс с = с2 = 5,25 см)
кНсм;
Ділянка 3 (плита оперта на чотири сторони)
, (α = 0,125)
кНсм;
Приймаємо для розрахунку Мmax = М3 = 8,62 кНсм.
Потрібна товщина плити:
см, R = 210 МПа = 21 кН/см2,
Приймаємо tпл = 20 мм (2 мм – допуску на фрезерування).
Конструктивно по висоті траверсу приймаємо аналогічно.
Розрахунок анкерних болтів (зовнішньої вітки).
Анкерні болти працюють на розтяг і сприймають зусилля, що відриває базу від фундаменту що виникає при дії моменту. Зусилля в анкерних болтах визначають в передбачені, що бетон не працює н розтяг і розтягуючи сила Fa , відповідає розтягнутій зоні епюри напружень (див. мал. 29) повністю сприймається анкерними болтами. Виходячи з рівняння рівноваги сил відносно центру ваги стиснутої зони бетону:
; Мал. 29
Зусилля в анкерних болтах (з однієї сторони бази):
кН;
Потрібна площа одного анкерного болта:
см2;
; см = 50 мм;
де: n – число анкерних болтів з однієї сторони бази.
= 18,0 кН/см2 (сталь 09Г2С діаметром 33...60 мм), розрахунковий опір анкерного болта.
Приймаємо анкерні болти діаметром 50 мм.
Розрахунок анкерних болтів (внутрішньої вітки).
Виходячи з рівняння рівноваги сил відносно центру ваги стиснутої зони бетону:
Зусилля в анкерних болтах (з однієї сторони бази):
кН;
Потрібна площа одного анкерного болта:
см2;
; см = 41,7 мм;
Приймаємо анкерні болти діаметром 42 мм. З кожної сторони бази по два анкерних болта.
5. Розрахунок та конструювання підкранової балки.
Вихідні дані: Потрібно розташувати підкранову балку крайнього ряду прольотом 12 м під два крани вантажопідйомністю Q = 100 т. Режим роботи крана – середній. Проліт – 36 м. Матеріал балки – сталь Вст3Гпс; R = 215 МПа = 21,5 кН/см2 (при t = 21…40 мм), Rcp = 125 МПа = 12,5 кН/см2.
5.1. Навантаження на підкранову балку.
Для крану Q = 100/20 т вертикальне зусилля на колесі кН, а кН; вага вагонетки кН, тип кранової рейки - КР-120.
Схема кранового навантаження приведена на малюнку 30. Для кранів середнього режимів роботи поперечне горизонтальне зусилля на колесі при розрахунку підкранових балок визначається за формулою:
- для кранів з гнучким підвісом вантажу.
Мал. 30. Схема кранового навантаження.
Розрахункові значення зусиль на колесі крану визначаємо по формулі з врахуванням коефіцієнту надійності по призначенню γн = 0,95.
де: n = 1,1 – коефіцієнт надійності по навантаженню (коефіцієнт перенавантаження);
nc – коефіцієнт режиму роботи (для середнього режиму роботи = 0,85);
k1,k2 – коефіцієнт динамічності (табл. 15.1, Бєлєня);
Q – номінальна вантажопідйомність крану, т;
G – вага візка , кН;
no – число коліс з однієї сторони крану.
кН;
кН;
кН;
кН.
5.2. Визначення розрахункових зусиль.
Максимальний момент виникає в перерізі, близькому до середини прольоту. Завантажуємо лінію впливу моменту в середині перерізу, встановлюючи крани у не вигідному положенні (мал. 31).
Мал. 31. Визначення Мmax.
Розрахунковий момент від вертикальних навантажень:
;
де: уі – ординати ліній впливу;
α – враховує вплив власної ваги підкранових конструкцій і тимчасового навантаження на гальмівній площадці при прольоті балки – 12 м.
Враховуючи моменти від горизонтального навантаження:
кНм.
Для визначення максимальної поперечної сили завантажуємо лінію впливу поперечної сили на опорі (мал. 32).
Мал. 32. Визначення Qmax.
Розрахункове значення вертикальної і горизонтальної поперечних сил:
кНм.
5.3. Підбір перерізу балки.
Приймаємо підкранову балку симетричного перерізу. Вплив горизонтальних поперечних навантажень та напружень у верхньому поясі підкранових балок можна врахувати коефіцієнтом β і подати формулу у вигляді:
;
Значення коефіцієнту визначаємо по формулі:
, де ; м.
, м
; γ = 1;
см3.
Задається (гнучкість стінки);
Оптимальна висота балки.
см.
Мінімальна висота балки.
;
Мн – момент від завантаження балки одним краном при γ = 1,0.
Значення Мн – визначаємо по лінії впливу М: сума ординат ліній впливу при навантажені від одного крану:
тоді : см.
= 500 – для кранів середнього режимів роботи.
Приймаємо hб = 160 (кратно 10 мм).
Задаємось товщиною поличок tn = 2,2 см, тоді : см.
Із умови зрізу стінки силою Qx :
см
Приймаємо стінку товщиною 1,4 см:
- приймаємо 150
Розміри поясних листів визначаємо по формулах:
см4;
см4.
см2.
Приймаємо пояс із листа перерізу 22×420 мм – Ап = 92,4 см2.
Стійкість поясу забезпечена так як:
По отриманню даних компонуємо переріз балки (мал. 33).
Мал. 33. Переріз підкранової балки.
Перевірка міцності перерізу: визначаємо геометричні характеристики прийнятого перерізу.
Відносно осі х – х :
см4;
см3.
Геометричні характеристики гальмівної балки відносно осі у – у (в склад гальмівної балки входять: верхній пояс, гальмівний лист і швелер), відстань від осі підкранової балки до центру ваги перерізу.
см
см4,
см4.
П...
Ділись своїми роботами та отримуй миттєві бонуси!
0%
Оголошення від адміністратора