Сталевий каркас одноповерхової виробничої будівлі

Размещено на http://www.allbest.ru/

Размещено на http://www.allbest.ru/

Міністерство освіти і науки, молоді та спорту України

Київський національний університет будівництва та архітектури

Кафедра металевих та дерев'яних конструкцій

Пояснювальна записка до курсового проекту №2

«Сталевий каркас одноповерхової виробничої будівлі»

Виконав: ст. гр. ПЦБ-49

Семчук І.Ю.

Перевірив: Бут М.О.



Зміст

І. Компонування каркасу

І.1 Вихідні дані

І.2 Визначення розмірів по вертикалі

І.3 Визначення розмірів по горизонталі

ІІ. Визначення навантажень та розрахунок рами

ІІ.1 Визначення постійних навантажень

ІІ.2 Навантаження від снігу

ІІ.3 Навантаження від мостових кранів

ІІ.4 Вітрове навантаження

ІІ.5 Визначення зусиль у перерізах поперечної рами

ІІІ. Розрахунок та конструювання ступінчастої колони

III.1 Визначення розрахункових довжин

ІІІ.2 Підбір перерізу надкранової частини колони



І. Компонування каркасу

І.1 Вихідні дані

Скомпонувати каркас одно пролітної опалювальної будівлі з прольотом L=30 м. Крок рам B=12 м. Будівля обладнана двома мостовими кранами:

вантажопідйомність Q=10 т;

група режимів 6К.

Позначка низу кроквяної ферми +13,200 м, довжина будівлі -- 132 м; район будівництва -- м. Львів; тип місцевості -- ІІ. Утеплювач -- жорсткі мінераловатні плити (t=60 мм, с=200 кг/м3). Несучі конструкції покриття -- уніфіковані кроквяні ферми з паралельними поясами.

Конструктивні рішення:

Колони -- ступінчасті; листовий фасонний прокат зі сталі класу міцності С235;

Ферми -- пояси і решітка із парних кутиків; листовий і фасонний прокат зі сталі класу міцності С245;

В'язі -- із електрозварних труб;

Клас бетону фундаментів В 15;

Тип покриття: утеплення по сталевим прогонам і профільованому настилу.

Рис. І.1. Схема розташування колон та кроквяних конструкцій

І.2 Визначення розмірів по вертикалі

При кранах Q=10 т, приймаємо схему зі ступінчастими колонами і обпираємо підкранові балки на уступ колони. За таблицею Д.2.2.[3] для кранів Q=10 т, при L=30 м та кроці колон 12 м:

Таблиця І.1 Довідкові дані про мостовий кран 10

Вантажопідйомність крана, Q, т	Проліт будівлі, L, м	Висота крана, Hcr	Звис моста, Bcr	Висота підкранової балки hbc, при кроці колон 12 м	Висота рейки, hr	Тип кранової рейки	Допуск виготовлення, мм	Зазор с, що враховує провисання конструкції , мм
		Розміри, мм
10	30	1900	260	1100	120	КР-70	100	200

H2=Hcr+100+c=1900+100+200=2200 мм

Для виконання умов уніфікації приймаємо H2=2200 (кратне 200 мм), за завданням значення H0=13200 мм, що кратне 600 мм, що відповідає умовам уніфікації.

H1=H0-H2=13200-2200=11000 мм.

Приймаємо глибину заглиблення колони HB=150 мм. Тоді повна висота колони буде:

lc=H0+HB=13200+150=13350 мм.

Визначаються довжини верхньої і нижньої частини колони:

l2=hbc+hr+H2=1100+120+2200=3420 мм;

l1=H0-l2+HB=13200-3420+150=9930 мм.

Висота уніфікованої ферми з паралельними поясами становить 3150 мм. Ферма шарнірно з'єднується з колонами і спирається на них зверху.

Рис. І.2.

І.3 Визначення розмірів по горизонталі

Приймаємо а=250 мм. З умови забезпечення горизонтальної жорсткості ширину верхньої частини колони призначаємо 300 мм, що більше ніж l2/12=3420/12=285 мм. Розмір а1 повинен бути кратним 250 мм і для крайніх ступінчастих колон відповідати умові:

а1=Вcr+(h2-а)+Д=260+(300-250)+75=385 мм,

h2 і h1 -- ширина перерізів відповідно над кранової і підкранової частини колони;

Bcr -- звис моста крана;

а -- прив'язка зовнішньої грані колони до поздовжньої координаційної осі а=250 мм;

Д=75 мм -- мінімальний зазор між мостом крана і колоною з умов техніки безпеки.

Попередньо приймаємо а1=500 мм, кратне 250 мм.

Проліт крана:

Lcr=L-2*а1=30000-2*500=29000 мм.

Ширина нижньої частини колони:

h1=а+а1=250+500=750 мм.

Ексцентриситети:

е0=h1/2-h2/2=750/2-300/2=225 мм;

e1=200 мм;

е2=h1-e0=750-225=525 мм.

Приймаємо, що колони жорстко з'єднуються з фундаментами.

Рис. І.3. Схема робочої зони крана



Рис. І.4. Конструктивна схема поперечної рами



ІІ. Визначення навантажень та розрахунок рами

ІІ.1 Визначення постійних навантажень

Таблиця ІІ.1 Навантаження від власної ваги конструкцій покриття на 1м2

Складові навантаження	Характеристичне навантаження, кН/м2	Коеф. над. за експ. значенням навантаження,гfe	Експлуатаційне навантаження, кН/м2	Коеф. над. за експ. значенням навантаження,гfm	Граничне розрахункове навантаження, кН/м2
1	2	3	4	5	6
Захисний шар гравію, втопленого в бітумну мастику. (t=10мм, с=2000кг/м3)	0,2	1	0,2	1,3	0,26
Гідроізоляція (4 шари руберойду)	0,16	1	0,16	1,3	0,21
Утеплювач -- жорсткі мінераловатні плити (t=200мм, с=60кг/м3)	0,12	1	0,12	1,3	0,16
Пароізоляція (1 шар пергаміну)	0,05	1	0,05	1,3	0,07
Сталевий профільований настил по ГОСТ 24045-95	0,123	1	0,123	1,05	0,13
Прогони (типове рішення) 22	0,07	1	0,07	1,05	0,07
Ферма, в'язі (типове рішення)	0,35	1	0,35	1,05	0,37
Разом:			1,073		1,27
Те саме з врахуванням коефіцієнта надійності за призначенням гІn=0,975 гІІn=0,95 (ДБН В.1.2.--14:2009) для СС1-Б		g0=	1,019	gm=	1,24



Рис. ІІ.1. Характер прикладання навантаження на ригель

Розрахункове граничне лінійно розподілене навантаження на ригель рами від власної ваги покриття за таблицею ІІ.1.:

gr=gm*B/cosб=1,24*12/1=14,88кН/м.

Опорна реакція ригеля рами:

Qr=gr*L/2=14,88*30/2=223,2кН.

Власна вага колони (за Д 2.1) [3]:

GK=gk*B*L/2=0,35*12*30/2=63кН.

Граничне розрахункове навантаження від власної ваги нижньої частини колони (80%):

GK1=GK*0,8*гf=63*0,8*1,05=52,92кН.

Граничне розрахункове навантаження від власної ваги верхньої частини колони (20%):

GK2=GK*0,2*гf=63*0,2*1,05=13,23кН.

Таблиця ІІ.1 Навантаження від власної ваги конструкцій покриття на 1м2

Елемент стінового огородження	Характеристичне навантаження, кН/м2	Коеф. над. за експ. значенням навантаження,гfe	Експлуатаційне навантаження, кН/м2	Коеф. над. за експ. значенням навантаження,гfm	Граничне розрахункове навантаження, кН/м2
1	2	3	4	5	6
Тришарові стінові панелі: зі стальною обшивкою t=80мм В бітумну мастику, (t=10мм, с=2000кг/м3)	0,19	1	0,19	1,1	0,209
Ригелі (типове рішення) 16	0,045	1	0,045	1,05	0,047
Всього з урахуванням гІn=0,975, гІІn=0,95			0,223		0,250

Навантаження на верхню частину колони від стінового огородження передаємо на позначку +9,78 м:

Gw2=qs*B*(H-H1)/2=0,25*12*(17-9,78)/2=10,83кН.

Навантаження від стінового огородження на нижню частину колони:

Gw1=qs*B*H1/2=0,25*12*9,78/2=14,67кН.

Розрахункове сумарне навантаження на верхню і нижню частини колони від власної ваги колони і стінового огородження з урахуванням коефіцієнта надійності за призначенням:



G2=(GK2+Gw2)гf=0,975*(13,23+10,83)=23,46кН;

G1=(GK1+Gw1)гf=0,975*(52,92+14,67)=65,9кН.

Навантаження від власної ваги підкранових конструкцій, враховуючи їх незначний вплив, врахуємо при визначенні навантаження від кранів.

Поздовжні G1 і G2 вважаємо прикладеними посередині відповідних ділянок колон. Внаслідок малості нехтуємо ексцентриситетом прикладання навантаження відносно центра ваги перерізу колони.

Визначаємо момент у рівні сполучення верхньої і нижньої частин колон:

Gw1=0,5(h1-h2)=0,5*(0,75-0,3)=0,225м;

M=(Qr+G2)*e0=0,225*(223,2+23,46)=55,50кНм.

Рис. ІІ.2. Схема постійного навантаження



ІІ.2 Навантаження від снігу

Снігове навантаження збирається згідно розділу 8 ДБН В.1.2-2:2006 «Навантаження і впливи»

Граничне розрахункове значення снігового навантаження на 1 м2 горизонтальної проекції покриття міста Львів згідно додатку Е [2]:

Sm=гfmS0C=1,04*1,31*1=1,36 кПа

гfm=1,04 -- для будівель з періодом експлуатації рівним Т=60р. Табл. 8.1 [2];

S0=1,31 кПа -- згідно додатку Е [2];

C=м*Ce*Calt=1

м=1, т.я. б<25? згідно додатку Ж [2];

Ce -- згідно пункту 8.9 [2], оскільки відсутні дані про режими експлуатації;

Calt -- згідно пункту 8.10 [2], оскільки висота над рівнем моря менша за 0,5км.

Експлуатаційне розрахункове значення снігового навантаження на 1м2

Se=гfe*S0*C=0,49*1,31*1=0,642кПа

гfe=0,49 -- згідно пункту 8.12 [2], для об'єктів масового будівництва.

Розрахункове рівномірно розподілене навантаження на ригель з урахуванням гn=0,975:

qs=B*Sm* гn=12*1,31*0,975=15,327кН/м



Опорна реакція ригеля від снігового навантаження:

Qs=qs*L/2=15,327*30/2=229,905кН.

Зосереджений момент через зміщення осей верхньої та нижньої частин:

M=Qs*e0=229,905*0,225=51,729кНм.

Рис. ІІ.3. Схема снігового навантаження

ІІ.3 Навантаження від мостових кранів

Вертикальне навантаження

Схему бази моста крана і навантаження від коліс приймаємо за додатком (табл. Д 2.2) [3].



Таблиця ІІ.3 Одиничне навантаження від стінового огородження

Q, т	L, м	С, мм	К, мм	FK, кН	GC, т	G, т
10	30	6300	5000	122	3,4	23,0
				-

Рис. ІІ.4. Схема розподілу зусиль від кранового навантаження

Розрахунковий тиск від кранового навантаження на колони визначаємо за лініями впливу опорних реакцій підкранових балок при найбільш несприятливому розташуванні крану.

Рис. ІІ.5. Схема накатки крана на лінію впливу

Таблиця ІІ.4 Ординати ліній впливу під відповідним колесом крана

y1	y2	y3	y4	Сума
1,000	0,583	0,892	0,475	2,95

Мінімальний характеристичний тиск колеса крана на рейку:

Fn.min=(Q+G)/nk-F2n.max=(100+230)/2-122=43кН.



Максимальне граничне розрахункове навантаження на колону визначаємо за формулою:

Dmax=ш*?Fn.max*yi*гfm*n0*гn=1,1*2,95*122*0,85*1,05*0,975=344,5кН,

де гfm=1,1 -- коефіцієнт сполучення при врахуванні крану однієї групи режимів роботи;

ш=0,85 -- коефіцієнт сполучення при врахуванні крану однієї групи режимів роботи;

n0=1,05 -- коефіцієнт, що враховує власну вагу підкранової та гальмівної балок та тимчасове корисне навантаження на ній;

yi -- ордината лінії впливу під відповідним колесом крана (за табл. ІІ.4.).

Мінімальне розрахункове навантаження на колону становить:

Dmax=ш*?Fn.min*yi*гfm*n0*гn=1,1*2,95*43*0,85*1,05*0,975=121,42кН.

Розрахункові зовнішні моменти від кранового навантаження, що передаються через підкранові балки, визначаємо відносно центральної осі нижньої частини колони:

Mmax=Dmax*h1/2=344,5*0,75*0,5=129,19кНм;

Mmin=Dmin*h1/2=121,42*0,75*0,5=45,53кНм.

Тут прийнято, що для випадку симетричного перерізу підкранової частини колони

e1=h1/2=750/2=375мм.

Горизонтальне навантаження

Поперечна горизонтальна сила, що передається на рейку одним колесом крана:

Hn,k=0,1*Fn,max+б*(Fn,max-Fn,min)*Lcr/K=0,1*122+0,01*(122-43)*29/5=16,78кН

Прийнято б=0,01, як для роздільного приводу механізмів руху моста K та Lcr -- відповідно база та проліт крану.

Поперечна горизонтальна сила, передається на рейку одним колесом крана:

Hc=0,1*Fmax=0,1*122=12,2кН.

Розрахункове горизонтальне навантаження на колону від сил поперечного гальмування візка:

Hmax= ш*?(yi*Hi )*гn*гfm=0,85*(16,78*1,0+12,2*0,583)*1,1*0,975=21,78кН;

Hmin= ш*?(yi*Hi )*гn*гfm=0,85*(12,2*1,0-16,78*0,583)*1,1*0,975=2,02кН.

Сила Н передається на ліву або на праву колону в рівні верхнього поясу підкранової балки, причому напрямок дії цього навантаження не обумовлюється.



Рис. ІІ.6. Схема кранового навантаження

ІІ.4 Вітрове навантаження

Вітрове навантаження збирається згідно розділу * ДБН В.1.2--2:2006 «Навантаження і впливи».

Нормативне значення вітрового тиску для заданого району будівництва 0,52кН/м. Тип місцевості за вітровим навантаженням ІІ. Стінові панелі довжиною 6м горизонтально закріплені на основних колонах та фахверкових стояках. Фахверковий стояк не з'єднується з гальмівними конструкціями підкранових шляхів, а верхнім кінцем спирається на горизонтальні в'язі по нижніх поясах ферм на позначці +13,1м.

Знайдемо граничне та експлуатаційне розрахункові значення вітрового навантаження:

Wm=гfmW0C,



гfm=1 -- коефіцієнт надійності за граничним розрахунковим значенням вітрового навантаження, визначений за9.14 [2];

Коефіцієнт С визначається за формулою:

C=CaerChCrelCdirCd.

Кут нахилу покриття б=0°; висота під вітрової зони h1=17м; проліт ферм l=30м, довжина будівлі в плані b=132м. Відповідно співвідношення h1/l=0,57; b/l=4,4.

За лінійною інтерполяцією визначаємо аеродинамічні коефіцієнти, за додатком І [2]:

се1=-0,614, се2=-0,414, се3=-0,514.

Рис. ІІ.7. Схема розподілу аеродинамічних коефіцієнтів

Calt=1 (H<0,5км), -- коефіцієнт географічної висоти, що визначається за 9.10;

Crel=1, ?<0,05 приймаємо ухил -- коефіцієнт рельєфу, що визначається за 9.11;

Cdir=1, -- коефіцієнт напрямку, що визначається за 9.12;

Коефіцієнт напрямку Cdir=1 враховує нерівномірність вітрового навантаження за напрямками вітру і, як правило, приймається таким, що дорівнює одиниці.

Значення Cdir, що відрізняється від одиниці, допускається враховувати при спеціальному обґрунтуванні тільки для відкритої рівнинної місцевості та при наявності достатніх статистичних даних.

Cd=1, -- коефіцієнт динамічності, що визначається за 9.13.

Коефіцієнт динамічності Cd враховує вплив пульсаційної складової вітрового навантаження і просторову кореляцію вітрового тиску на споруду. Для будівель і споруд, старший період власних коливань яких не перевищує 0,25с:

Wm=гfmW0C=1•0,52•Caer•Ch.

Вітрове навантаження на горизонтальних ділянках покриття з від'ємним значеннями аеродинамічних коефіцієнтів у запас несучої здатності не враховуємо.

Розрахункова схема включає розподілене навантаження на колони до рівня низу кроквяної ферми (ділянка А1) та зосереджені сили у верхніх вузлах рами від вітрового навантаження вище зазначеного рівня (ділянка А2).



Рис. ІІ.8. Схема розподілу вітрового навантаження по поздовжній поверхні будівлі (В=12м)

Розподілене навантаження від вітру на основну колону з площі В враховуємо за спрощеною схемою як рівномірне, що спричиняє еквівалентний згинальний момент у защемленні колони.

Значення коефіцієнта переходу до еквівалентного навантаження для рами з позначкою низу ригеля Н=13,1м за табл. Д.2.6,б [3] дорівнює ceq=0,843.

Рівномірно розподілене еквівалентне навантаження від вітру з урахуванням аеродинамічних коефіцієнтів:

активне:

qw.a=wm•cе•ceq•(B/2)•гn=0,52•0,8•0,843•(12/2)•0,975=2,052кН/м;

пасивне:

qw.p=wm•cе•ceq•(B/2)•гn=0,52•0,514•0,843•(12/2)•0,975=1,318кН/м.



Рис. ІІ.9. Схема розподілу вітрового навантаження по висоті рами

Вітрове навантаження, що діє вище нижнього поясу ригеля, враховується розрахунковою схемою як зосереджені сили з площі:

А1=3,15•12•0,5=18,9м2,

ch,сер=(1,075+0,9775)/2=1,026

активне:

Wa1=wm•A1•ce• ch,сер•гn=0,52•18,9•0,8•1,026•0,975=7,865кН;

пасивне:

Wp1=wm•A1•ce3• ch,сер•гn=0,52•18,9•0,514•1,026•0,975=5,053кН.

Верхня опорна реакція W стояка може бути знайдена з рівняння:

W=caer•23,19.

Тоді навантаження від опорної реакції фахверкового стояка буде

Wас=0,8•23,19=18,552кН,

Wрс=0,514•23,19=11,92кН.

Сумарна зосереджена сила від вітру:

активна:

Wa= Wa1+ Wас=7,865+18,552=26,417кН,

Wp= Wp1+ Wpс=5,053+11,92=16,973кН.

Рис. ІІ.10. Схема вітрового навантаження

ІІ.5 Визначення зусиль у перерізах поперечної рами

Рис. ІІ.11. Розрахункова схема рами

з=l2/lC=3420/13350=0,256.

Визначаємо співвідношення жорсткостей підкранової та над кранової частин колони (для розрахунку у відповідності до Д3.2 [3]):

k1=1,9;

n=l1/l2=(h1/h2)2*k1=(0,750/0,300)2*1,9=11,875;

б2=((n-1)*з2+1)/n=((11,875-1)*0,2562+1)/11,875=0,144;

б3=((n-1)*з3+1)/n=((11,875-1)*0,2563+1)/11,875=0,100;

б4=((n-1)*з4+1)/n=((11,875-1)*0,2564+1)/11,875=0,088.

Навантаження від власної ваги конструкцій:

Xr=(-Qr/H)*(3/(2* б3))*[e1* б2-e0*( б2-з2)]=(-223,2/13,350)*(3/(2*0,1))*[0,2*0,144-0,225*(0,144-0,2562)]=-2,795кН;

М0=-223,2*0,2=-44,64кНм; М1=2,795*3,42-44,64=-35,0811кНм;

М2=-35,0811+(223,2+23,46)*0,225=-35,0811+55,4985=20,4174кНм;

М3=2,795*11,03-44,64+55,4985=41,68735кН;

N0=-223,2-65,9=-157,3кН; N1=N0=-157,3кН; N3=N2=-157,3кН;

Q0=-2,795кН; Q1=Q2=Q3=-2,795кН.

Навантаження від снігу:

XS=(-QS/H)*(3/(2*б3))*[e1*б2-e0*(б2-з2)]=(- 229,905/13,350)*(3/(2*0,1))*[0,2*0,144--0,225*(0,144-0,2562)]=-2,879кН;

М0=-229,905*0,2=-45,981кНм; М1=2,879*3,42-45,981=-36,1348кНм;

М2=-36,1348+229,905*0,225=15,59кНм;

М3=2,879*11,03-45,981+51,7286=37,503кН;

N0=-229,905кН; N1=N0=-229,905кН; N3=N2=-229,905кН;

Q0=-2,879кН; Q1=Q2=Q3=-2,879кН.

Вертикальне кранове навантаження:

е1=Mmin/Mmax=45,53/129,19=0,352;

каркас будівля навантаження колона

Xkrv=-(Mmax/H)*(3(б2-з2)/(4б3))*(е1+1)=-(129,19/13,35)*(3(0,144-0,2562)/(4*0,1))*(0,135+1)=-6,464кН;

Зусилля при Dmax на лівій колоні:

М1=6,464*3,42=22,107кНм; М2=22,107-129,19=-107,083кНм; М3=6,464*13,35-129,19=-42,896кНм; N2-3=-344,5кН; Q=-6,464кН.

Зусилля при Dmax на правій колоні:

М1=6,464*3,42=22,107кНм; М2=22,107-45,53=-23,423кНм; М3=6,464*13,35-45,53=40,7644кНм; N2-3=-121,42кН; Q=6,464кН.

Горизонтальне кранове навантаження:

ш=(3,42-1,1)/13,35=0,174;

Xkrh=-[(Hmax-Hmin)/2]*[1-(ш/(2б3)*(3б3-ш2)]=-[(21,78-2,02)/2]*[1-(0,174/2*0,1)*(3*0,1-0,1742)]=-7,562кН;

Зусилля при Hmax на лівій колоні:

МН=7,562*2,32=17,544кНм; М1=7,562*3,42-21,78*1,1=1,904кНм; М2=М1=1,904кНм;

М3=7,562*13,35-21,78*11,03=-139,281кНм;

N=0; Q0-H=-7,562кН; QH-3=-7,562+21,78=14,218кН.

Зусилля при Hmax на правій колоні:

МН=7,562*2,32=17,544кНм; М1=7,562*3,42+2,02*1,1=28,084кНм; М2=М1=28,084кНм;

М3=7,562*13,35+2,02*11,03=123,23кНм;

N=0; Q0-H=7,562кН; QH-3=7,562+2,02=9,582кН.

Вітрове навантаження:

е2=qwp/qwa=1,318/2,052=0,642;

е3=Wp/Wa=16,973/26,417=0,643;

Xq=-qwa*H*(3/16)*(б4/б3)*(1-е2)=-2,052*13,35*(3/16)*(0,088/0,1)*(1-0,642)=-1,618кН;

Xw=-(Wa/2)*(1-е3)=-(26,417/2)*(1-0,643)=-4,715кН;

Xw=Xq+Xw=-1,618-4,715=-6,333кН.

Зусилля на лівій колоні:

М1=М2=(6,333-26,417)*3,42-2,052*3,422/2=-80,688кНм; М3=(6,333-26,417)*9,93-2,052*9,932/2=-300,603кНм;

Q0=-6,333+26,417=20,084кН; Q3=20,084+2,052*9,93=40,46кН.

Зусилля на правій колоні:

М1=М2=(6,333+16,973)*3,42+1,318*3,422/2=87,414кНм; М3=(6,333+26,417)*9,93+1,318*9,932/2=296,409кНм;

Q0=6,333+16,973=23,306кН; Q3=23,306+1,318*9,93=36,394кН.



Епюри від постійного навантаження (кН):

Епюри від снігового навантаження (кН):



Епюри від вертикальної складової кранового навантаження (кН):

Епюри від горизонтальної складової кранового навантаження (кН):



Епюри від вітрового навантаження (кН):

Таблиця ІІ.5 Розрахункові сполучення зусиль у перерізах колони рами від діючих навантажень M, кНм; N та Q, кН

№	Навантаження	ш	Переріз 1-1	Переріз 2-2	Переріз 3-3
	Сполучення		M	N	M	N	M	N	Q
1	Постійне		-35.081	-157.300	20.417	-157.300	41.687	-157.300	-2.795
2	Снігове		-36.125	-229.905	15.590	-229.905	37.503	-229.905	-2.879
3	Dmax ліворуч		22.107		-107.083	-344.500	-42.896	-344.500	-6.464
4	Dmax праворуч		22.107		-23.423	-121.420	40.764	-121.420	-6.464
5	±Н ліворуч		±1.904		±1.904		±1.904		±14.218
6	±Н праворуч		±28.084		±28.084		±28.084		±9.582
7	Вітер ліворуч		-80.688		-80.688		-300.603		-40.460
8	Вітер праворуч		87.414		87.414		296.409		36.394
Основні сполучення		№№		1+8	1+8	1+8
	+Мmax		1	52.33	-157.30	107.83	-157.30	338.10	-157.30
	Nвідп.	№№		1+0.9(3+6+8)	1+0.9(2+4+6+8)	1+0.9(2+4+6+8)
			0.9	88.76	-157.30	117.32	-473.49	404.17	-473.49
		№№		1+7	1+3-6	1+7
	-Мmax		1	-115.77	-157.30	-114.75	-157.30	-258.92	-157.30
	Nвідп.	№№		1+0.9(2+7)	1+0.9(3+7)	1+0.9(3+7)
			0.9	-140.21	-364.21	-148.58	-467.35	-267.46	-467.35
		№№		1+2	1+3	1+3
	Nmax		1	-71.21	-387.21	-86.67	-501.80	-1.21	-501.80
	+Mвідп.			1+0.9(2+3+6+8)	1+0.9(2+3+6+8)	1+0.9(2+3+6+8)
			0.9	56.25	-364.21	42.02	-674.26	328.88	-674.26
		№№		1+2	1+3	1+3
	Nmax		1	-71.21	-387.21	-86.67	-501.80	-1.21	-501.80
	-Mвідп.	№№		1+0.9(2+3-6+7) 1+0.9(2+4-6+7)	1+0.9(2+3-6+7)	1+0.9(2+3-6+7)
			0.9	-291.18	-364.21	-159.82	-674.26	-258.99	-674.26
	Nmin	№№		Зусилля М і N постійного навантаження враховані з коефіцієнтом 0.9/1.1=0.82	0.82(1)+8
	+Mвідп.		1		330.592	-128.986
	Nmin	№№			0.82(1)+7
	-Mвідп.		1		-266.420	-128.986
		№№				1+0.9(2+3-5+7)
	Qmax		0.9							-60.414



ІІІ. Розрахунок та конструювання ступінчастої колони

III.1 Визначення розрахункових довжин

Розрахункові довжини для над кранової та підкранової ділянок визначаємо за методикою, розглянутою в розділі:

lef.1=м1*l1;

lef.2=м2*l2,

де

l1=9,93м, l2=3,42м.

При найбільшій поздовжній силі в підкрановій частині N1=-674,26кН (від сполучення 1+0,9(2+3+6+8)) та відповідно до цієї комбінації поздовжній силі в надкрановій частині N2=-364,21кН визначаємо співвідношення завантажень за формулою:

в=(N1+N2)/N2=(-674,26-364,21)/(-364,21)=2,85

Колона одно пролітної рами при шарнірному спряженні з ригелем вважається такою, що має верхній кінець вільний від усіляких закріплень. Тому визначаємо значення коефіцієнтів м1 та м2:

при співвідношеннях l2/l1=3,42/9,93=0,34<0,6 і в=2,85<3, а також І2/І1=1/11,875=0,084.

Для визначення коефіцієнтів м1 та м2 необхідно обчислити допоміжні коефіцієнти б1 та n при співвідношенні жорсткостей ділянок колони І1/І2=11,875

п=(l1*I2)/(l2*I1)=0,24

б1=(l2/l1)*v[I1/(I2*в)]=0,65



м1=2,293; м2=м1/б1=3,5, (беремо м2=3,0). Деяка розбіжність у значеннях не справляє істотного впливу на розрахунок.

Таким чином, розрахункові довжини в площині рами становлять:

lef.1=м1*l1=2,293*9,93=22,77м,

lef.2=м2*l2=3*3,42=10,26м,

Розрахункові довжини із площини рами приймаємо рівними геометричним відстаням між точками закріплення колони в'язями:

для підкранової ділянки: lef.y1=l1=9,93м;

для над кранової ділянки: lef.y2=l2-hbc=3,42-1,1=2,32м.

ІІІ.2 Підбір перерізу надкранової частини колони

Надкранову частину колони приймаємо у вигляді симетричного складеного двотавра з висотою 300мм.

Розрахункової зусилля для перерізу 1-1 визначаємо за таблицею розрахункових сполучень зусиль:

М=291,18кНм, N=364,21кН.

Для визначення необхідної площі перерізу потрібно обчислити такі величини:

радіус інерції іх?0,42*h2=0,42*30=12,6см;

ядрова відстань сх=W[/A?0,35* h2=0,35*30=10,5см;

умовна х=лх*v(Ry/E)=(lef.2/ix)*v(Ry/E)=(1026/12,6)*v[235/(2,06*105)]=2,75;

відносний ексцентриситет m=e*A/Wc=(M/N)*(1/сx)=(291,18*100/364,21)*(1/10,5)=7,61;

коефіцієнт впливу форми перерізу при 0<л?5 та Af/Aw=1, буде з=1,345;

зведений відносний ексцентриситет за mef=m*з=7,61*1,345=10,24<20;

коефіцієнт ?е=0,113.

Размещено на Allbest.ru