Проектирование металлических конструкций

Размещено на http://www.allbest.ru/

Введение

проектирование металлический конструкция каркас

Металлические конструкции благодаря своим качествам получили широкое распространение во всех отраслях хозяйства. Проектирование экономически эффективных металлических конструкций основывается на комплексном учете требований эксплуатации, надежности и долговечности, изготовления и монтажа, на знании особенностей работы этих конструкций под нагрузкой, правильность выбора конструктивных форм, использование типовых и унифицированных решений и соответствующем расчете.

Целью данного курсового проекта является разработка схемы компоновки каркаса одноэтажного производственного здания, компоновка и расчет поперечной рамы каркаса, конструирование и расчет строительной фермы, колонны.

Исходные данные

Спроектировать поперечную раму одноэтажного производственного здания пролетом L = 30 м, оборудованного двумя мостовыми кранами грузоподъемностью Q = 100 т, групп режимов работы 5К. Длина здания - 144 м, отметка головки кранового рельса Н1 = 9,5 м. Шаг поперечных рам В = 12 м. Район строительства - г. Могилёв. Здание однопролетное с жестким сопряжением ригеля с колоннами. Ригель проектируется в виде стропильной фермы; высота фермы на опоре 3,15 м; уклон кровли 1/10. Тип покрытия - стальной профилированный настил.

1. Компоновка поперечной рамы

1.1 Установление вертикальных размеров

На рисунке 1.1 представлена конструктивная схема поперечной рамы одноэтажного однопролетного производственного здания.

Рисунок 1.1 - Схема поперечной рамы однопролетного производственного здания

Высоту здания от уровня пола до низа стропильных ферм определяем по формуле (1.1):

,	(1.1)

где H1- расстояние от уровня пола до головки кранового рельса (обусловливается требуемой высотой подъема груза мостовым краном над уровнем пола; указывается в задании на курсовой проект); H1=9,5 м;

Н2 - расстояние от головки кранового рельса до низа стропильных конструкций покрытия; определяется в зависимости от высоты мостового крана Hк (справочные данные о мостовых кранах /2/, табл.1,прил.),

,	(1.2)

где Нк - расстояние от головки рельса до верхней точки тележки крана; этот размер указывается в стандартах на краны /4/ табл. 1; для крана грузоподъемностью 100 т Hк = 4000 мм;

f - размер, учитывающий прогиб конструкций покрытия (ферм, связей), принимаемый равным 200 - 400 мм в зависимости от величины пролета (для больших пролетов - больший размер); принимаем f = 300 мм;

- зазор между верхней точкой тележки крана и строительными конструкциями; устанавливается требованиями техники безопасности равным 100 мм; принимаем = 100 мм.

H2 = 4000 + 100 + 300 = 4400 мм, (размер Н2 принимается кратным 200 мм);

H0 = 9500 + 4400 = 13900 мм.

Размер Н0 принимается кратным 1,2 м. Принимаем H0=14400 мм.

Общая высота колонны рамы от низа базы до низа ригеля H определяем по формуле (1.3):

,	(1.3)

где Нв - длина верхней части ступенчатой колонны

Hв = h + hp + H2,	(1.4)

где h - высота подкрановой балки, принемаем h = 1200 мм;

hp - высота кранового рельса; принимаем hp = 170 мм.

Hв = 1200 + 170 + 4400 =5770 мм.

Нн - длина нижней части колонны определяем по формуле

Hн = Н0 - Нв + (600...1000) ,	(1.5)

где размер (600...1000) - обычно принимаемое заглубление опорной плиты башмака колонны ниже нулевой отметки пола; принимаем заглубление 600 мм.

Нн = 14400 - 5770 + 600 = 9230 мм.

Н = 5770 + 9230 = 15000 мм

Высота фонаря зависит от требуемой освещенности и определяется светотехническим или теплотехническим расчетами с учетом высот типовых фонарных переплетов, бортовой стенки и карнизного элемента. Типовые фонарные переплеты имеют высоту 1250 или 1750 мм и могут устанавливаться в один или два яруса; принимаем два яруса фонарного переплета высотой 1250мм. Высоту бортовой стенки под переплетами принимаем равной 700 мм (чтобы остекление не заносило снегом). Карниз фонаря принимаем равным 300 мм. Ограждающая конструкция покрытия фонаря выполняется такой же, как и ограждающая конструкция здания.

Принимаем конструкцию светоаэрационного фонаря (рисунок 1.2).

Рисунок 1.2 - Поперечная конструкция светоаэрационного фонаря

Полная высота фонаря:

мм.

Полная высота здания: УН = Н + Нфн + Нф = 15000 + 3150 + 3500 = 21650 мм.

1.2 Установление горизонтальных размеров

В зданиях с интенсивной работой кранов (группы режимов работы 5К - 8К) для частого осмотра и ремонта крановых путей в стенках верхних частей колонн устраиваются проходы шириной не менее 400 мм и высотой 2000 мм (рисунок 1.3). Принимаем минимальные размеры проема: по ширине - 400 мм, по высоте - 2000 мм).

Принимаем привязку а = 500 мм для относительно высоких зданий с кранами грузоподъемностью 100 т и более, а также для зданий с кранами групп режимов работы 5К - 8К.

В пределах высоты фермы ширину сечения колонны принимаем hв=1000мм.

При назначении ширины нижней части ступенчатой колонны необходимо учитывать, что для того, чтобы кран при движении вдоль цеха не задевал колонну, расстояние от оси подкрановой балки до оси колонны должно быть не менее

LB B1 + (hв - a) + 75,	(1.6)

где B1 - размер части кранового моста, выступающий за ось рельса, принимаемый по ГОСТ на краны; в нашем случае B1=400 мм;

75 - зазор между краном и колонной, по требованиям техники безопасности, принимаемый по ГОСТу на краны;

LB = 400 + (1000-250) + 75 =975 мм.

Пролеты кранов Lк имеют модуль 500 мм, поэтому размер LB должен быть кратным 250 мм.

Назначаем LB кратным 250 мм, т.е. LB =1000 мм.

Рисунок 1.3 - Конструктивное решение верхней части ступенчатой колонны

Тогда пролет крана равен

Lк= L - 2• LB,	(1.7)

Lк = 30000 - 2•1000 = 28000 мм.

Ось подкрановой ветви колонны обычно совмещают с осью подкрановой балки; в этом случае ширина сечения нижней части колонны

hн = LB + a,	(1.8)

hн = 1000 + 500 = 1500 мм

Ширина фонаря принимается 12 м. Длина фонаря составляет 120 м (он не должен доходить до торца здания или до температурного шва на один шаг стропильных ферм).

2. Расчетная схема рамы

Расчетная схема рамы является многократно статически неопределимой сквозной системой с жесткими узлами. Принято, что при использовании легких ферм можно пренебрегать жесткостью узлов при определении усилий (т.е. считать их шарнирными), а сквозные элементы рамы (колонны, фермы) заменять сплошными эквивалентной жесткости. Весьма малым углами поворота верхних узлов рамы при действии горизонтальных нагрузок и изгибающих моментов можно пренебречь, т.е. считать ригель бесконечно жестким.

Таким образом, при расчете поперечных рам каркасов промышленных зданий используются упрощенные расчетные схемы, которые резко сокращают трудоемкость расчета и дают погрешности, практически не влияющие на результаты расчета.

В соответствии с конструктивной схемой и исходными данными курсового проекта принимаем расчетную схему однопролетной рамы с жестким защемлением ригеля в ступенчатых колоннах (рисунок 2.1). Оси стоек в расчетной схеме совпадают с центрами тяжести верхнего и нижнего сечений колонны. В ступенчатых колоннах центры тяжести верхней и нижней части расположены не на одной оси, и поэтому стойка рамы имеет горизонтальный уступ, равный расстоянию между геометрическими осями колонн.

Рисунок 2.1 - Расчетная схема однопролетной рамы с жестким защемлением ригеля в ступенчатых колоннах

Для определения размера уступа колонны и моментов инерции сечения нижнего и верхнего участков колонн и ригеля нужно знать их сечения, которые не известны нам в данный момент. Поэтому при установлении расчетной схемы рамы используют данные проектирования аналогичных сооружений, или делают упрощенный предварительный расчет рамы с подбором сечений, и на основе этого устанавливают требуемые величины. По опыту проектирования производственных зданий известно, что расстояние между центрами тяжести сечения верхнего и нижнего участков колонны:

	(2.1)

где и - соответственно ширина сечения верхнего и нижнего участков колонны; принято ранее см, см, тогда

см.

Для статического расчета рымы достаточно знать только соотношение моментов инерции элементов рамы, а не их абсолютные значения. Эти соотношения можно принять в пределах , , где , и - соответственно моменты инерции нижней и верхней части ступенчатой колонны и ригеля.

Принимаем , . В связи с тем, что группа режима работы кранов 2к принимаем шарнирное сопряжение ригеля с колонной.

На поперечную раму производственного здания действуют нагрузки:

- постоянные - от веса ограждающих и несущих конструкций здания;

- временные - технологические (от грузоподъемных машин - мостовых кранов) и атмосферные (от снега и ветра).

Постоянные нагрузки	Временные нагрузки

Рисунок 2.2 - Нагрузки, действующие на раму

2.1 Постоянная нагрузка

Постоянная нагрузка складывается из нагрузки на ригель и нагрузки на колонну. Постоянная нагрузка на ригель рамы принимается равномерно распределённой по длине ригеля. В распределённую нагрузку входят: нагрузка от кровли, конструкций фермы, фонаря, связей.

Таблица 2.1 - Нагрузки от веса конструкций покрытия

Вид нагрузки	Нормативная, кПа	Расчётная, кПа
Гравийная защита толщиной 15мм Гидроизоляционный ковёр из 3-х слоёв рубероида Асфальтовая стяжка (20мм) Утеплитель- пенопласт г=0,5кН/м2 Пароизоляция- один слой фольгоизола Стальной профилированный настил	0,35 0,17 0,4 0,025 0,05 0,145	0,45 0,33 0,52 0,03 0,065 0,155

Нормативная нагрузка составит:

gnкр = 0,35+0,17+0,4+0,025+0,05+0,145=1,14кН/м2.

Расчетная нагрузка при этом будет:

gкр = 0,45+0,33+0,52+0,03+0,065+0,155=1,55кН/м2.

Расчетная равномерно распределенная линейная нагрузка на ригель рамы определяется по формуле (2.2):



	(2.2)

где - коэффициент надежности по назначению;

гн=0.95.

- шаг колон; в нашем случае по заданию м;

- угол наклона кровли к горизонту; принимаем , тогда

кН/м.

Опорная реакция ригеля рамы:

	(2.3)

где L - пролет здания, L=30 м;

кН.

Расчетный вес колонны для крана 100 т:

- расход стали 0,5 кН/м2;

- расход стали на подкрановые балки 0,6 кН/м2.

С учетом того, что на верхнюю часть колонны приходится примерно 20% веса всей колонны, а на нижнюю - 80%, т.е.

,	(2.4)
	(2.5)

где - коэффициент перегрузки; для металлических конструкций;

- расход металла на колонну.

кН;

кН.

Поверхностная масса стен принимается равной кН/мІ, переплетов с остеклением кН/мІ.

В верхней и нижней частях колонны (включая вес этих частей колонны):

,	(2.6)
	(2.7)

где и - длина верхней и нижней части колонны;

- модуль оконных переплетов по высоте;

- количество модулей оконных переплетов по высоте.

кН,

кН.

2.2 Снеговая нагрузка

Линейная распределенная нагрузка от снега на ригель рамы определяется по формуле:

,	(2.8)

где - вес снегового покрова на земле, зависящий от района строительства и определяется по СНиП; кН/мІ;

- коэффициент перехода от нагрузки на земле к нагрузке на 1мІ проекции кровли, равный при угле б ?25є единице.

- коэффициент перегрузки, зависит от отношения нормативного собственного веса покрытия к весу снегового покрова, определяется по таблице 3.5 [2].

, из таблицы .

кН/м.

Опорная реакция ригеря

,	(2.9)

кН.

2.3 Крановая нагрузка

При движении колеса мостового крана на крановый рельс передаются силы трех направлений: вертикальная, горизонтальная и продольная.

Вертикальная сила (вес груза + вес крана вес тележки) динамическая, так как в следствии ударов колеса о рельс и рывков при подъеме груза возникают вертикальные инерционные силы, складывающиеся со статической составляющей. При движении крана происходит перераспределение вертикальных сил между колесами (которых у крана не менее четырех) , движущимися по рельсу с одной стороны крана. Динамические воздействия колес крана и перераспределение усилий учитывается при расчете подкрановых балок, а при расчете рам вертикальная сила считается квазистатической и одинаковой для всех колес с одной стороны крана. Наибольшее вертикальное нормативное усилие определяется для крайнего положения тележки на мосту.

Горизонтальная сила возникает из-за перекоса крана, торможение тележки и т.п., и может быть направлена внутрь пролета или из пролета.

Продольная сила возникает от трения колес о рельс и от силы торможения крана и принимается равной 0,1 нормативной вертикальной нагрузки на тормозные колеса крана (половина колес с каждой стороны крана - тормозные).

а) вертикальная нагрузка на подкрановые балки и колонны определяется от двух кранов при наивыгоднейшем их расположении. Расчетное усилие, передаваемое на колонну колесами крана, можно определить по линии влияния опорных реакций подкрановых балок по формуле:

,	(2.10)

где - коэффициент сочетания нагрузок, в нашем случае ;

- нормативное вертикальное усилие колеса, в нашем случае кН;

- ордината линии влияния; значения берем на рисунке 2.3.

- нормативный вес подкрановой конструкции, прееляется по формуле :

,	(2.11)

кН;

- полезная нормативная нагрузка на тормозной площадке; принимаемая равной 1,5кН/мІ;

- ширина тормозной площадки, принимаемая раной ширине сечения нижней части колонны, в нашем случае м.

Рисунок 2.3 - Определение ординат линий влияния

Подставляя значения получаем:

кН.

На другой ряд колонны тоже будут передаваться усилия, но значительно меньшие.

Силу можно определить, если заменить в формуле (2.10) на , т.е. на нормативные усилия, передаваемые колесами другой стороны крана:

,	(2.12)

где - грузоподъемность крана, т (по заданию);

- масса крана, кН (по таблице 7.1 [8]);

- масса тележки, кН (по таблице 7.1 [8]);

кН,

Тогда кН.

Силы и приложены по оси подкрановой балки и поэтому не только сжимают нижнюю часть колонны, но и передают на нее изгибающие моменты:

, ,	(2.13) (2.14)

кН•м;

кН•м.

б) горизонтальная сила , передаваемая подкрановыми балками на колонну от силы определяется при том же положении мостовых кранов и приложена к раме в уровне верха подкрановой балки:

, где ,	(2.15) (2.16)

кН;

кН.

2.4 Ветровая нагрузка

Расчетная линейная ветровая нагрузка, передаваемая на стойку рамы в любой точке по высоте при отсутствии продольного фахверка, определяется по формуле :

,	(2.17)

где гf - коэффициент перегрузки, для зданий равен 1.2;

g0 - нормативный скоростной напор ветра, принимаемый по СНиП в зависимости от района строительства, в нашем случае go=0.48;

- коэффициент, учитывающий высоту и защищенность от ветра другими строениями, определяется по таблице 3.6 [8]; в нашем случае равен: для 10 м - 0.65, для 20м - 0.9, для 30м - 1.05.

- аэродинамический коэффициент, зависящий от расположения и конфигурации поверхности; для вертикальных стен с=0,8 с наветрянной стороны и с=0,8 для откосов;

,

Линейная распределенная нагрузка при высоте :

До 10 м - кН/м,

20м - кН/м,

30м - кН/м,

Методом интерполяции находим линейную распределённую нагрузку при высоте:

15м - кН/м,

21,65м - кН/м.

Ветровая нагрузка, действующая на участке от низа ригеля до наиболее высокой точки зрения, заменяется сосредоточенной силой, приложенной в уровне низа ригеля рамы. Величина этой силы от активного давления и отсоса определяется по формуле:

,	(2.18)

кН;

,	(2.19)

кН.

Эквивалентная линейная нагрузка активного давления и отсосов:

,	(2.20)

кН/м;

,	(2.21)

кН/м.

3. Статический расчет рамы

В связи с тем, что для разных элементов, для разных сечений наибольшие расчетные усилия можно получить при разных сочетаний временных нагрузок, определять усилия M, N, и Q в элементах рамы приходится отдельно от каждой из нагрузок, приложенных к раме. Рама рассчитывается обычными методами строительной механики (сил, перемещений) с учетом действительной работы каркаса, входящего в пространственную систему.

3.1 Расчет на постоянные нагрузки

Основная система приведена на рисунке 3.1, а. Определяем сосредоточенный момент из-за смещения осей верхней и нижней части колонны:

.

Находим параметры:

, .

Каноническое уравнение для левого узла:

,	(3. 1)

Моменты от поворота узлов М1 (рисунок 3.1, б) на угол: ц=1; коэффициенты определили методом линейной интерполяции по таблице 3.7 [1]:

kА=0,948; kВ=?1,012; kС=?0,267,

тогда ;

;

;

.

Моменты от нагрузки на стойках Мр (рисунок 3.1, в); коэффициенты определили методом линейной интерполяции по таблице 3.8 [1]:

kА=0,252; kВ=?1,209; kС=?0,655,

тогда ;

;

;

;

Моменты на опорах ригеля (защемленная балка постоянного по длине сечений):

.

Определим коэффициенты канонического уравнения:

(по эпюре М1);

(по эпюре Мр).

Угол поворота:

.

Моменты от фактического угла поворота (М1•ц):

;

;

;

.

Эпюра моментов (М1•ц+Мр) от постоянной нагрузки (рисунок 3.1, г)

;

;

;

;

.

Поперечная сила:

на ригеле ;

на стойке ;

.

Эпюра поперечных сил показана на рисунке 3.1, д.

Продольные силы:

;

;

;

.

Эпюра продольных сил показана на рисунке 3.1, е.

Проверка правильности:

1)

2)

3)

Рисунок 3.1 - Эпюра моментов, поперечных и продольных сил

3.2 Расчет на снеговую нагрузку

Расчет проводится аналогично расчету на постоянные нагрузки. Основная система приведена на рисунке 3.2, а.

Сосредоточенный момент на колонне:

.

Моменты от нагрузки на стойках Мр; коэффициенты определили методом линейной интерполяции по таблице 3.8 [1]:

kА=0,252; kВ=?1,209; kС=?0,655,

тогда ;

;

;

;

Моменты на опорах ригеля (защемленная балка постоянного по длине сечений):

.

Определим коэффициенты канонического уравнения:

(по эпюре М1);

(по эпюре Мр).

Угол поворота:

.

Моменты от фактического угла поворота (М1•ц):

;

;

;

.

Эпюра усилий M, Q, N (показана на рисунке 3.5, б-г):

;

;

;

;

;

;

;

;

Рисунок 3.2 - Эпюра моментов, поперечных и продольных сил

3.3 Расчет на вертикальную нагрузку от мостовых кранов

Расчет производится при расположении тележки крана у левой стойки. Основная система и схема нагрузки приведены на рисунке 3.3, а.

Проверяем отношения:

,

где ; неравенство выполняется, следовательно, ригель можно считать абсолютно жестким.

Запишем каноническое уравнение для определения смещения плоской рамы:

Моменты и реакции от смещения верхних узлов на Д=1 (рисунок 3.6,б); коэффициенты берем по таблице 3.9 [1].

RА=?4,295; RВ=1,959; RС=-0,417; RВ*=?6,254,

тогда ;

;

;

.

Моменты и реакции на левой стойке от нагрузки (рисунок 3.3,в); коэффициенты берем по таблице 3.8 [1].

RА=0,252; RВ=?0,209; RС=?0,655; RВ*=1,461,

тогда ;

;

;

;

.

Усилия на правой стойке можно получить аналогичным путем умножая усилия левой стойки на отношение:

.

Моменты и реакции на правой стойке от нагрузки (рисунок 3.3,в):

;

;

;

;

.

Реакция верхних концов стоек:

.

Смещение плоской рамы:

.

Крановая нагрузка местная, поэтому бпр ? 1. При жесткой кровле определяем бпр (коэффициент пространственной работы):

.

Смещение с учетом пространственной работы:

.

Моменты (М1•Дпр) от фактического смещения рамы с учетом пространственной работы (рисунок 3.3,г):

;

;

.

Суммарная эпюра моментов (М1•Дпр +Мр) приведена на рисунке 3.3, д.

На левой стойке:

;

;

;

.

На правой стойке:

;

;

;

.

Эпюра поперечных сил приведена на рисунке 3.6,е.

На левой стойке:

;

.

На правой стойке:

;

.

Эпюра продольных сил приведена на рисунке 3.3,ж.

На левой стойке:

.

На правой стойке:

.

На ригеле слева:

.

На ригеле справа:

Рисунок 3.3 - Эпюра моментов, поперечных и продольных сил

3.4 Расчет на горизонтальные воздействия мостовых кранов

Основная система, эпюра М1, каноническое уравнение, коэффициент бпр - такие же, как и при расчете на вертикальную нагрузку от мостовых кранов.

Определяем моменты и реакции в основной системе от силы Т (рисунок 3.4,а), коэффициенты берем по таблице 3.10 [1]

kА=?0,146; kВ=?0,104; kС=0,114; kВ*=0,578,

тогда ;

;

;

.

Смещение верхних концов с учетом пространственной работы:

.

Моменты (М1•Дпр) от фактического смещения рамы с учетом пространственной работы:

;

;

.

Суммарная эпюра моментов (М1•Дпр +Мр) приведена на рисунке 3.4, б.

На левой стойке:

;

;

.

На правой стойке:

;

;

.

Эпюра поперечных сил приведена на рисунке 3.4,в.

На левой стойке:

;

.

На правой стойке:

;

;

т.е. .

Проверка правильности построения эпюр:

1) Скачок на эпюре Q примерно равен силе T (45,87+25,61=71,48кН=71,95кН)

2) На правой стойке поперечные силы в верхней и нижней частях равны ()

Рисунок 3.4 - Эпюра моментов и поперечных сил

3.5 Расчет на ветровую нагрузку

Основная система и эпюра М1 - как для крановых воздействий.

Определяем моменты и реакции в основной системе (рисунок 3.5,а), коэффициенты берем по таблице 3.11 [1]

kА=?0,111; kВ=?0,060; kС=0,039; kВ*=0,450,

тогда на левой стойке:

;

;

;

.

На правой стойке усилия получаются умножением на коэффициент:

,

Тогда ;

;

;

.

Коэффициенты канонического уравнения:

;

.

Смещение рамы (ветровая нагрузка действует на вес рамы блока и поэтому бпр = 1):

.

Суммарная эпюра моментов (М1•Д +Мр) приведена на рисунке 3.5, б.

На левой стойке:

;

;

.

На правой стойке:

;

;

.

Эпюра поперечных сил приведена на рисунке 3.5,в.

На левой стойке:

.

На правой стойке:

;

Рисунок 3.5 - Эпюра моментов и поперечных сил от ветровой нагрузки

3.6 Составление комбинаций усилий в сечениях стойки рамы

После определения изгибающих моментов и нормальных сил каждой из нагрузок, необходимо найти их наиболее невыгодные сочетания. При составление сочетания нормами проектировании учитывается:

- постоянные нагрузки плюс временные длительные нагрузки плюс одна кратковременная (с коэффициентом сочетания nc=1);

- постоянные и временные нагрузки длительные нагрузки плюс не менее двух кратковременных, умноженных каждая на коэффициент сочетаний nc=0.9.

К кратковременным относятся: нагрузки от снега, кранов и ветра, при этом нагрузки от вертикального и горизонтального воздействия мостовых кранов рассматривается при учете сочетаний как одна кратковременная нагрузка. При составлении комбинаций усилий удобно все расчетные усилия сведем в таблицу. Так как заранее не известно, при каких комбинациях нагрузок напряжения в расчетных сечениях колонны будут иметь наибольшую величину, то по длинам статического расчета составляют несколько комбинаций, так как нельзя рассматривать усилия от боковых сил крана без учета вертикальных усилий, нельзя учитывать постоянную нагрузку. Рама симметричная, поэтому составляем таблицу 3.1 для характерных сечений одной стойки.

Таблица 3.1 - Таблица расчетных усилий в сечениях левой стойки рамы

	Нагрузка и комбинации усилий	nc	Сечение стойки
			1-1	2-2	3-3	4-4
			М	N	М	N	М	N	М	N	Q
1	Постоянная	1.0	-250,34	-265,1	-107,40	-413,3	-4,07	-413,3	+228,71	-710,1	-24
2	Снеговая	1.0	-231,70	-239,4	-85,08	-239,4	-25,23	-239,4	+213,69	-239,4	-25,9
		0.9	-208,53	-215,5	-76,57	-215,5	-22,71	-215,5	+192,32	-215,5	-23,3
3	Крановая на левую стойку	1.0	-260,19	0	+533,23	0	-1056,9	-2120	+248,89	-2120	-142
		0.9	-234,17	0	+479,91	0	-951,21	-1908	+224,00	-1908	-127
3*	Dmax на правую стойку	1.0	-81,06	0	+237,54	0	-495,51	-977,5	+29,48	-977,5	-56,9
		0.9	-72,95	0	+213,78	0	-445,96	-879,8	+26,53	-879,8	-51,2
4	Крановая на левую стойку	1.0	±40,09	0	±107,67	0	±107,67	0	±315,75	0	±46
		0.9	±36,08	0	±96,90	0	±96,90	0	±284,17	0	±41
4*	Т на правую стойку	1.0	±72,15	0	±15,36	0	±15,36	0	±158,18	0	±15
		0.9	±64,93	0	±13,82	0	±13,82	0	±142,36	0	±14
5	Ветровая слева	1.0	+185,12	0	+23,56	0	+23,56	0	-552,39	0	+76
		0.9	+166,61	0	+21,20	0	+21,20	0	-497,15	0	+68
5*	Ветровая справа	1.0	+173,04	0	+15,71	0	+15,71	0	-574,75	0	+78
		0.9	+155,74	0	+14,14	0	+14,14	0	-517,27	0	+70

Таблица 3.2 - Неблагоприятное сочетание нагрузок

1	2	3	4	5	6	7	8	9	10	11	12
+Мmax Nсоотв	№ нагрузки	1.0	--------- ----- -----	1,3,4	--------- ----- -----	1,5*
				533,50	-413,31		-346,04	-710,09
	№ нагрузки	0.9	--------- ----- -----	1,3,4,5	--------- ----- -----	1,2,3,4,5*
				490,61	-413,31		411,93	-2833,7
-Мmax Nсоотв	№ нагрузки	1.0	1,2	1,2	1,3,4	1,5
			-482,04	-504,45	-192,48	-652,71	-1168,6	-2533,5	-323,68	-710,09
	№ нагрузки	0.9	1,2,3*,4,5*	1,2,5*	1,2,3,4,5*	1,3,4,5
			-412,16	-480,51	-169,83	-628,77	-1060,8	-2536,9	-328,61	-2618,3
Nmax +Mсоот	№ нагрузки	1.0	--------- ----- -----	1,3,4	--------- ----- -----	---------
				533,50	-234		-----	-----	-----
	№ нагрузки	0.9	--------- ----- -----	1,3,4,5	--------- ----- -----	1,2,3,4,5*
				490,61	-234		411,93	-2833,7
Nmax -Mсоотв	№ нагрузки	1.0	1,2	1,2	1,3,4	---------
			-482,04	-504,45	-192,48	-652,71	-1168,6	-2533,5	-----	-----	-----
	№ нагрузки	0.9	1,2,3*,4,5*	1,2,5*	1,2,3,4,5*	---------
			-412,16	-480,51	-169,83	-628,77	-1060,8	-2536,9	-----	-----	-----
-Qmax	№ нагрузки	0.9	---------	---------	---------	1,2,3,4.5*
			-----	-----	-----	-----	-----	-----	-----	-----	-146,1

4. Расчет колонны

4.1 Исходные данные для расчёта

Запроектируем сечения и элементы колонны при следующих условиях:

а) Расчетные усилия для верхней части колонны:

в сечении 1-1: М1-1=-412,16 кН•м, N1-1=-480,51 кН;

в сечении 2-2: М2-2=-169,83 кН•м, N2-2=-628,77 кН;

б) Расчетные усилия для нижней части колонны:

в сечении 3-3: М3-3=-1060,75 кН•м, N3-3=-2536,93кН;

в сечении 4-4: М4-4=411,93 кН•м, N4-4=-2833,71 кН;

Максимальная поперечная сила Q4-4=-146,13кН - сочетание.

Соотношение жесткостей I2/I1=1/5=0,2. Материал колонны - сталь С235 по ГОСТ 27772 - 88. Ry=230 МПа (для t=2...20мм) и Ry=220 МПа (для t=20...40мм); Ryn =235 МПа (для t=2...20мм) и Ryn=225 МПа (для t=20...40мм); Run=360 МПа.

Бетон фундамента класса С16/20 с fcd=16/1,5=10,67МПа.

4.2 Определение расчетных длин колонны

Верхний конец колонны закреплен только от поворота. Определяем в соответствии с рисунком 4.1 расчетные длины для нижней lefx1, lefy1, м, и верхней lefx2, lefy2, м, частей колонны в плоскости и из плоскости рамы по формулам [2]:

	(4.1)

где 1 и 2 - коэффициенты расчетной длины определяются в зависимости от параметров n и б1, по [2, п.4.8];

Соотношение погонных жесткостей верхней и нижней частей колонны:

,	(4.2)

.

,	(4.3)

где в=N1/N2=2536,93/480,51=5,28 - соотношение усилий в нижней и верхней частях колонны.

Для однопролетной рамы с жестким сопряжением ригеля с колонной (верхний конец колонны закреплен только от поворота) принимаем 1=1,854, 2=1/б1=1,854/0,608=3,05>3. Поэтому, принимаем 2=3.

hб - высота подкрановой балки,м;

4.3 Подбор сечения верхней части колонны

Сечение верхней части принимаем из сварного двутавра высотой

hв=1000 мм.

Площадь сечения определяем по формуле:

,	(4.4)

где l - коэффициент снижения расчетного сопротивления при внецентренном сжатии, зависит от и от ;

- условная гибкость стержня; определяем по формуле:

,	(4.5)

где х - фактическая гибкость стержня;

mef - приведенный относительный эксцентриситет определяем по формуле:

,	(4.6)

где - коэффициент влияния формы сечения;

Примем приближенно Af/Aw=0.5, тогда коэффициент з=1.25

[1, таблица 7.3]

mx - относительный эксцентриситет определяем по формуле:

,	(4.7)

Для симметричного двутавра:

;

,

, тогда

По таблице 74 [1] при и принимаем l = 0,355. Определяем Атр по формуле (4.4)

Предварительно толщину полок принимаем tf=14 мм. Тогда высота стенки будет равна hef=hw=h-2tf=1000-214=972 мм.

Определим требуемую толщину стенки из условия ее местной устойчивости при изгибе колонны в плоскости действия момента:

,	(4.8)

Предельная условная гибкость стенки при mx>1 и <2 [1, таблица 27]

=1,30+0,15,	(4.9)

=1,30+0,15•1,3772=1,58

Тогда требуемая толщина стенки:

см,

Поскольку сечение с такой толстой стенкой неэкономично, то стенку назначаем меньшей толщины, исключая из расчета ее неустойчивую часть. Принимаем tw=10 мм (из конструктивного условия hw/tw=80...120).

Рисунок 4.1 - К расчету колонны

Расчетная (редуцированная) высота стенки, включающая два участка стенки, примыкающих к полкам, определяется по формуле:

,	(4.10)

где ,

k=1,2+0,15=1,2+0,15•1,377=1,406

Требуемая площадь и ширина полки:

,	(4.11)

Из условия верхней части колонны из плоскости действия момента

Из условия местной устойчивости полки:

,	(4.12)

где - ширина свеса.

bf?2•tf•(0,36+0,1•)+tw=2•1,4•(0,36+0,1•1,377)• +1,0=42,7 см.

Принимаем bf=32 см; tf=1см; Аf=221=22см2;

Определяем геометрические характеристики сечения. Полная площадь сечения:

,	(4.13)

Расчетная площадь сечения с учетом только устойчивости части стенки:

,	(4.14)

,	(4.15)

,	(4.16)

	(4.17)

,	(4.18)

,	(4.19)

,	(4.20)

4.4 Проверка устойчивости верхней части колонны

Проверку устойчивости верхней части колонны в плоскости действия момента выполняем по формуле:

,	(4.21)

Определяем гибкость колонны:

тогда

Так как незначительно отличается от предварительно принятой, то расчетную высоту стенки hred можно не уточнять.

Относительный эксцентриситет:

,	(4.22)

Так как , то значение коэффициента принимаем по [1, таблица 73] з=1,25

Тогда и

у=- условие выполняется.

Гибкость колонны в плоскости рамы не превышает предельно допустимой:

лх=43,6< лu=180-60•б,	(4.23)

лх=43,6< лu =180-60•0,602=143,88,

где б=у/(Ry•гc)=138,54/230=0,602.

Проверяем устойчивость верхней части колонны из плоскости действия момента. Гибкость колонны. Коэффициент продольного изгиба y = 0,777[1, таблица 72].

Максимальный момент в средней трети расчетной длины стержня:

	(4.24)

По модулю =352,28 кН•м>0,5•Мmax=0,5•412,16=206,08 кН•м

Тогда относительный эксцентриситет:

,	(4.25)

.

Так как mx<5, то коэффициент с определяем по формуле:

c= в/(1+б•mx),	(4.26)

Коэффициент б определяется по формуле:

б=0,65+0,05•mx,	(4.27)

б =0,65+0,05•2,33=0,766.

Коэффициент в зависит от соотношения гибкостей лy и лc.

Так как лy=66,72> лс=3,14=3,14=93,97, то в=1,

Для проверки устойчивости верхней части колонны из плоскости действия момента необходимо выполнение условия:

	(4.28)

где y - коэффициент продольного изгиба, определяемый в зависимости от гибкости.

- условие выполняется.

Гибкость колонны из плоскости рамы не превышает предельно допустимой:

лy=66,72< лu=180-60•б=180-60•0,5=150

где б=у/(Ry•гc)=91,96/230=0,4. Принимаем б=0,5.

Проверяем местную устойчивость полки

Свес полки bef=0,5•(32-1)=15,5 см.

Так как , то местная устойчивость полки обеспечена.

Проверяем местную устойчивость стенки при изгибе колонны из плоскости действия момента.

Наибольшие сжимающие напряжения на краю стенки определим по формуле:

, (4.29)

на противоположном краю

;

Средние касательные напряжения в стенке

, (4.30)

Коэффициент , (4.31)

,

При б=1,45 > 1 наибольшее отношение hef/tw определяем по формулам:

, (4.32)

где в=1,4(2б-1) /у =1,4(21,45-1)17,6/93,78=0,499

Принимаем

=113,7.

Так как

=<=184,89, то местная устойчивость стенки обеспечена.

При =97,2>2,3=2,3, стенку следует укреплять поперечными ребрами жесткости ,расположенными на расстоянии (2,5*3)hef, но не<2-х ребер в пределах верхней части колонны.

Ширина парных симметричных ребер

bh?hef/30+40=972/30+40=72,4мм

Принимаем bh=80мм.

Толщина ребер

th?2*bh=2*80*

Принимаем th=6мм.

4.5 Подбор сечения нижней части колонны

Сечение нижней части колонны проектируем сквозным, состоящим из двух ветвей, соединенных раскосной решеткой с дополнительными стойками. Высота сечения hн=1500мм. Принимаем сечение подкрановой ветви из прокатного двутавра, сечение наружной ветви - из двух уголков, соединенных листом. Раскосы и стойки решетки колонны проектируем из одиночных уголков.

Подкрановую ветвь колонны рассчитываем по следующим усилиям:

М1=-1060,75 кН•м, N1=-2536,93 кН;

М2=411,93 кН•м, N2=-2833,71 кН.

Определим ориентировочное положение центра тяжести сечения по формулам [2], принимая z0=5см; тогда h0=hн-z0=150-5=115 см.

	(4.33)

y2=h0-y1=145-41=104см	(4.34)

Определяем продольные усилия в подкрановой и наружной ветвях Nв1, Nв2, кН, по формулам [2]:

	(4.35)

Определяем требуемые площади ветвей и компонуем их сечение. Для листового и фасонного проката толщиной 2-20мм из стали класса С235 Ry=230 МПа. Предварительно задаемся =0,8:

	(4.36)

Назначаем высоту сечения нижней части колонны 40 см.

Для подкрановой ветви по сортаменту подбираем двутавр №40 со следующими параметрами: Aв1=72,6 см2, ix=3,03 см, iy=16,2 см, Iх=667 см4, Iy=19062 см4.

Сечение наружной ветви принимаем из двух уголков, соединенных вертикальным листом. Учитывая условия размещения сварных швов и удобство сварки, назначаем лист сечением hЧt=360Ч10 мм. Тогда требуемая площадь уголка :

Атр=(Ав2-twhw)/2	(4.37)

Атр=(58,99-361,0)/2=11,5 cм2.

Принимаем 2 уголка 75Ч8 ГОСТ 8509-93 с площадью сечения 11,5 см2.

Площадь сечения наружной ветви Ав2=11,5•2+36•1,0=59 см2.

Определяем геометрические характеристики наружной ветви:

-Расстояние от наружной грани до центра тяжести ветви:

-Моменты инерции сечения наружной ветви

Ix2=2•(59,84+11,5•1,122)+36•1,0•1,532=272,73 см4.

-Радиусы инерции сечения:

-Общая площадь сечения колонны Ав1+Ав2=72,6+59=131,6 см2.

-Расстояние между осями ветвей:

h0=hн-z0=150-1,23=148,77 cм

-Расстояние от центра тяжести сечения до центральных осей ветвей:

Уточняем усилия в ветвях колонны с учетом фактических y1 и y2.

4.6 Проверка устойчивости ветвей

Проверяем устойчивость ветвей колонны из плоскости рамы (относительно оси y-y) при расчетной длине lefy=923 см.

Подкрановая ветвь:

.

Наружная ветвь:

Максимальная гибкость колонны из плоскости рамы не превышает предельно допустимой:

лy=60,52< лu=180-60•б=180-60•0,978=121,30, где б=у/(Ry•гc)=225/230=0,978.

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

Угол наклона раскосов к горизонтали принимается в пределах 400…500. Назначаем расстояние между узлами решетки lв1=lв2=1200 мм, разделив нижнюю часть колонны на целое число панелей, и приняв высоту траверсы в узле сопряжения верхней и нижней частей колонны hs=800 мм, что в пределах рекомендуемых значений hs=(0,5…0,8)hн.

Проверяем устойчивость ветвей колонны в плоскости рамы (относительно осей х1-х1, х2-х2) при их расчетной длине, равной расстоянию между узлами решетки.

Подкрановая ветвь:

Наружная ветвь:

Устойчивость ветвей нижней части колонны обеспечена.

4.7 Расчет решетки подкрановой части колонны

Раскосы решетки рассчитываем на большую из поперечных сил: фактическую Qmax=146,13кН или условную:

Qfic=0,25•А	(4.38)

Qfic=0,25•131,6=32,9 кН.

Расчет решетки проводим на Qmax. Усилие сжатия в раскосе определяем по формуле:

	(4.39)

где

где тогда = 51,3- угол наклона раскоса.

Для сжатых элементов решетки из одиночных уголков, прикрепленных к ветви одной полкой, коэффициент условий работы гс=0,75.

Определяем требуемую площадь раскоса по формуле:

	(4.40)

Принимаем уголок равнополочный 100Ч8 мм:

Ар=15,6см2; imin=1,98см; max=lp/imin=192,1/1,98=97; =0,577.

Проверяем напряжения в раскосе по формуле:



	(4.41)

- условие выполняется.

Стойки колонны рассчитываем на условную поперечную силу в наиболее нагруженной ветви колонны

Qfic=7,1510-6(2330-E/Ry)(Nв1/)=7,15•10-6•(2330-206000/230)•(2112,53/0,925)=23,42 кН.

Конструктивно принимаем стойки из уголков75Ч6 мм с Ас=8,78 см2 и imin=1,48 см.

max=lef/imin=150/1,48=101,4; =0,547.

Напряжения в стойке:

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

	(4.42)

Геометрические характеристики всего сечения:

Гибкость колонны в плоскости рамы

Определяем приведенную гибкость колонны:

	(4.43)

где - коэффициент, зависящий от угла наклона раскосов;

Тогда условную приведенную гибкость определяем по формуле:

	(4.44)

Проверим устойчивость колонны для комбинации усилий, догружающих наружную ветвь (сечение 4-4): М4-4=-1060,75 кН•м, N4-4=-2536,93кН.

	(4.45)

Проверим устойчивость колонны для комбинации усилий, догружающих подкрановую ветвь (сечение 3 - 3): М3-3=-411,93кН•м, N4-4=-2833,71кН.

	(4.46)

Условная поперечная сила в нижней части колонны

Qfic=7,1510-6(2330-E/Ry)(N3/)=7,15•10-6•(2330-206000/230)•(2536,93/0,652)=27,33кН

Qfic=27,33 кН<Qmax=146,13 кН.

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

4.8 Расчет узла сопряжения верхней и нижней частей колонны

Прикрепление верхней части колонны к нижней проектируем при помощи траверсы. Высота траверсы предварительно принята 800 мм. Вертикальные ребра назначаем толщиной 14 мм, равной толщине полки надкрановой части колонны. Ширину ребра принимаем 153 мм с общей шириной 2•153+14=320 мм, равной ширине полки надкрановой части колонны. Нижний пояс назначаем сечением 320Ч14. Верхний пояс располагаем ниже на 200 мм от верха траверсы и назначаем из двух листов сечением 153х14 мм. Принимаем толщину плиты на уступе колонны 20мм.

Расчетные комбинации усилий в сечении над уступом (сечение 2-2):

1) М1=-192,48кН•м; N1=-652,71 кН

2) М2=533,50кНм; N2=-413,31кН

Давление от кранов Dmax=2120,18 кН.

Стыковые сварные швы №1 проверяем на прочность по нормальным напряжениям. Контроль качества стыковых швов принимаем физическим методом. В этом случае расчетное сопротивление швов Rwy=Ry=230 МПа.

Напряжения во внутренней полке подкрановой части колонны определяем для первой комбинации усилий.

	(4.47)

Напряжения в наружной полке определяем для второй комбинации усилий:

	(4.48)

Толщину стенки траверсы ts, мм, определяем из условия смятия по формуле:

	(4.49)

где lef - расчетная длина смятия, мм;

	(4.50)

где bор - ширина опорного ребра балки, мм; bор=400 мм;

tпл - толщина плиты, мм; принимаем tпл=20мм;

Rp - расчетное сопротивление смятию, МПа;

Rp = Run / m = 360 / 1,025 = 351,22МПа;

Принимаем tтр=14 мм.

Рисунок 4.2 - Узел сопряжения надкрановой и подкрановой частей колонны

Проверяем прочность сварных швов №2, которые передают с внутренней полки колонны на траверсу усилие:

	(4.51)

Сварку выполняем механизированным способом (полуавтоматом) в лодочку сварочной проволокой СВ-08Г2С Ш 1,4-2 мм. Вертикальные ребра траверсы привариваем швами с катетом kf=7 мм. Расчет прочности шва проводим по сечению металла границы сплавления сварного соединения, так как вf•Rwf•гwf=0,9•210•1,0=189 МПа;

вz•Rwz•гwz=1,05•162•1,0=170 МПа;

где Rwz=0,45•Ruw=0,45•360=162 МПа.

Расчетная длина фланговых швов должна быть не более

	(4.52)

Для расчета сварных швов №3, прикрепляющих траверсу к подкрановой ветви колонны, составляем комбинацию усилий, дающую наибольшую опорную реакцию траверсы. Такой комбинацией является сочетание 1,2,3,4.

M=199,04кН•м; N=-627,77кН.

Определяем усилие шва по формуле:

	(4.53)

где k=1,2 - коэффициент, учитывающий неравномерную передачу усилия Dmax;

ш=0,9 - коэффициент сочетания, учитывающий, что усилия M и N приняты для второго основного сочетания.

Требуемую длину шва lw3, см, определяем по формуле (4.52).

Прочность швов, прикрепляющих вертикальное ребро к стенке подкрановой ветви, обеспечивается, так как усилие в них, равное 0,5Dmax, меньше усилия в швах, расположенных с другой стороны стенки колонны.

Стенку подкрановой ветви колонны проверяем на срез по усилию, вычисленному для сочетания 1,2,3а,4а при полной передаче усилия Dmax.

	(4.54)

Для двутавра №40 толщина стенки tw=8,3 мм. Расчетная высота среза равна высоте стенки траверсы hw=hs-tf=80-1,4=78,6 см.

Траверса работает как балка пролетом hн, загруженная усилиями M и N в сечении 2-2 надкрановой части колонны над траверсой. Определяющей является комбинация M и N, которой соответствует наибольшая реакция на правой опоре Rmax.

Для первого сочетания усилий M1=15,99 кН•м; N1=-627,77 кН.

	(4.55)

Для второго сочетания усилий M2=43,63 кН•м; N2=-627,77 кН.

Изгибающий момент у грани внутренней полки верхней части колонны:

M=Rmax•(hн-hв)	(4.56)

M= 198,59•(150-100)=9929,5 кН•м

Находим геометрические характеристики траверсы по формулам [3]

а) положение центра тяжести сечения траверсы

yв=hs-yн=80-35,7=44,3 см.

б) момент инерции относительно оси х

Проверяем прочность траверсы по нормальным напряжениям по формуле:

	(4.57)

Определяем максимальную поперечную силу в траверсе Qmax, кН, с учетом усилия от кранов, возникающую при второй комбинации усилий, по формуле

	(4.58)

Проверяем стенку траверсы по на срез:

	(4.59)

4.9 Расчет и конструирование базы колонны

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

Расчетные комбинации усилий в нижней части колонны (сечение 4 - 4):

а) для расчета базы подкрановой ветви - М=239,73 кН•м, N=-2618,25 кН;

б) для расчета базы наружной ветви - М=432,05кН•м, N=-2833,71кН.

Определяем усилия в ветвях колонны по формулам:

	(4.60)

Принимаем для фундамента бетон класса С16/20 с fck=16 МПа.

fcd=fck/гm=16/1,5=10,67 МПа.

Принимаем щс=1,2;

fcud=fcd• щс=10,67•1,2=12,8МПа.

Рисунок 4.3 - К расчёту базы колонны

База наружной ветви. Определяем требуемую площадь плиты

	(4.61)

По конструктивным соображениям свес плиты с2 должен быть не менее 4см. Тогда ширина плиты В? b+2c2=40+24=48 см; где b - ширина сечения ветви колонны; принимаем В=50 см и с2=4 см.

Длина плиты:

	(4.62)

принимаем L=30см.

Фактическая площадь плиты

Среднее напряжение в бетоне под плитой

Принимаем толщину траверс tтр=1 см.

Из условия симметричного расположения траверс относительно центра тяжести ветви расстояние между траверсами в свету равно:

	(4.63)

Тогда свес плиты



Рисунок 4.4 - К расчету базы колонны

Определяем изгибающие моменты на отдельных участках плиты:

Участок 1 (консольный свес с=с1=5, 4 см):

	(4.64)

Участок 2, консольный свес с с2=5 см<c1 не является расчетным;

Участок 3, плита, опертая на четыре канта, при отношении сторон участка b/a>2 рассматривается как шарнирно опертая балочная пластина с пролетным моментом:

	(4.65)

Участок 4 (плита, опертая на четыре канта) имеет меньшие размеры сторон и ее момент не является расчетным.

В расчет принимаем Mmax=M1=10,41 кН•м.

Определяем требуемую толщину плиты tпл, мм, по формуле

	(4.66)

Принимаем tпл=25 мм.

Ширина грузовой площади dтр=с1+tтр+а/2=5, 4+1,0+9,0/2=10,9 см.

Нагрузка на более нагруженную внутреннюю траверсу

N=уф•dтр•В	(4.67)

N=0,714•10,9•50=389,13 кН

В запас прочности все усилия в ветви передаем на траверсы через четыре угловых шва. Сварка полуавтоматическая проволокой марки СВ-08Г2C диаметром 2мм. Минимальный катет шва kf=6мм.

Требуемую длину шва lw, см, определяем по формуле:

	(4.68)

Проверяем условие lw 85fkf=850,90,6=45,9 см.

Высоту траверсы hтр, см, определяем из условия размещения шва крепления траверсы к ветви колонны.

Принимаем hтр=25см.

Интенсивность погонной нагрузки на траверсу:

q=уф•dтр	(4.69)

q=0,714•10,9=7,78 кН/см .

Определяем в траверсе усилия Q и M.

Qmax=q•l0/2	(4.70)
M=q•c2/2	(4.71)

Qmax=q•l0/2=7,78•40/2=155,6 кН;

M=7,78•52/2=97,25 кН•м;

Mmax=q•(l02/8-c2/2)	(4.72)

Mmax= 7,78•(402/8-52/2)=1458,75 кН•м

Момент сопротивления траверсы:

W=tтр•hтр2/6	(4.73)

W=1•252=104,17 см3.

Проверка траверсы на срез:

	(4.74)

Проверка траверсы на прочность по нормальным напряжениям

Проверка траверсы на прочность по приведенным напряжениям в опорном сечении при

у=M/W=97,25•10/104,17=9,33 МПа.

упр=

Расчетная комбинация усилий в нижнем сечении колонны для расчета анкерных болтов

M=239,73 кН•м; N=-2618,25 кН.

Усилие в анкерных болтах:

	(4.75)

Так как в болтах не возникает усилий растяжения, т.е. база прижимается к фундаменту, то конструктивно принимаем 2 болта диаметром 20 мм.

База подкрановой ветви. Определяем требуемую площадь плиты:

,

Ширина плиты В=50 см и с2=5 см.

Длина плиты

Исходя из размеров двутавра подкрановой ветви, принимаем L=32 см.

Фактическая площадь плиты

Среднее напряжение в бетоне под плитой

Свес плиты

Рисунок 4.5 - К расчету базы под подкрановую ветвь колонны

Определяем изгибающие моменты на отдельных участках плиты:

Участок 1 (консольный свес с=с1=4 см):

Участок 2, консольный свес с с2=5 см, не является расчётным;

Участок 3, плита, опертая на четыре канта, при отношении сторон участка b/a>2 рассматривается как шарнирно опертая балочная пластина с пролетным моментом

Участок 4 (плита, опертая на четыре канта) имеет меньшие размеры сторон и ее момент не является расчетным.

В расчет принимаем Mmax=M1=22,41 кН•м.

Определяем требуемую толщину плиты tпл, мм, по формуле

Принимаем tпл=25 мм, такой же, как и в базе наружной ветви.

Ширина грузовой площади dтр=с1+tтр+bf/4.

Нагрузка на траверсу N=уф•dтр•В=12,45•(6+1,0+18/4) •50•10-1=715,87 кН

Принимаем высоту траверсы hтр=30см. В этом случае прочность траверсы будет заведомо обеспечена.

Расчетная комбинация усилий в нижнем сечении колонны для расчета анкерных болтов

M=432,05 кН•м; N=-2833,71 кН.

Усилие в анкерных болтах:

Так как в болтах не возникает усилий растяжения, т.е. база прижимается к фундаменту, то конструктивно принимаем 2 болта диаметром 20 мм.

4.10 Указания по конструированию колонны

Для увеличения сопротивляемости сквозной колонны скручиванию по длине стержня не реже, чем через 4 м дополнительно устанавливают диафрагмы, прикрепляемые к ветвям колонны и элементам решетки посредством сварки.

Монтажные стыки колонн следует выполнять с фрезерованными торцами. Заводские стыки следует выполнять с полным проваром. В месте прохода в теле верхней части колонны ослабленный участок следует усилить приваркой дополнительных листов.

5. Расчет стропильной фермы

5.1 Исходные данные

Исходные данные:

Пролет фермы - 36 м. Шаг ферм -12 м. Уклон верхнего пояса 1/10. Высота фермы на опоре 3,15 м.

Место строительства- г. Могилёв.

Материал фермы сталь С255 по ГОСТ 27772-88* с Ry = 240 МПа.

Сварка полуавтоматическая под флюсом сварочной проволокой марки СВ-08А, диаметром d=2 мм. Болты нормальной точности класса 5,6.

Ввиду симметричности фермы и приложенной нагрузки рассчитываем половину фермы.

5.2 Сбор нагрузок на ферму

Постоянная нагрузка

Таблица 5.1 - Нагрузка от веса конструкций покрытия

Вид нагрузки	Нормативная, кПа	гf	Расчетная, кПа
1 Ограждающие элементы
1.1 Гравийная защита (15-20мм)	0,43	1,3	0,559
1.2 Гидроизоляционный ковер из 3-4 слоев рубероида	0,2	1,3	0,260
1.3 Асфальтная стяжка, 20 мм	0,43	1,3	0,559
1.4 Минераловатные плиты, =2,5 кН/см2, h=50 мм	0,2	1,3	0,260
1.5 Пароизоляция (2 слоя пергамина)	0,05	1,3	0,065
2 Несущие элементы кровли
2.1 Стальной профилированный настил (0,8-1 мм)	0,13	1,05	0,137
3 Металлические элементы покрытия
3.1 Стропильная ферма	0,27	1,05	0,28
3.2 Каркас фонаря	0,12	1,05	0,13
3.3 Связи покрытия	0,06	1,05	0,063
3.4 Прогоны	0,12	1,05	0,126
	2,01		2,44

Расчетная нагрузка от веса кровли gнкр, кН/м2, без учета веса фонаря:

	(5.1)

Определяем вес фонаря gфн, кН/м2, по формуле [2]

	(5.2)

,

где gnфн - нормативный вес фонаря, кН/м2; gnфн= 0,12кН/м2.

Определяем вес бортовой стенки и остекления на единицу длины стенки gб,ст, кН/м, по формуле

	(5.3)

,

где gnб,ст - нормативный вес стенки фонаря, кН/м2; gnб,ст= 2 кН/м2;

Определим силы Fi, кН, в узлах фермы, причем силы F0 и F11 приложены к колоннам и в расчете не учитываются (рисунок 5.1):

	(5.4)

где dі - длина панели, примыкающей к рассматриваемому узлу, м,

gф- вес фермы и связей на 1 м2 горизонтальной проекции кровли,

gкр- вес кровли,

в - угол наклона верхнего пояса к горизонту,

b - расстояние между фермами.

;

;

;

Рисунок 5.1 - Постоянная нагрузка на ферму.

Определяем опорные реакции RA и RB, кН, по формуле:

	(5.5)

Снеговая нагрузка

Рассмотрим первый вариант загружения (рисунок 5.2 а):

Расчетная нагрузка от снега, действующая на кровлю:

,	(5.6)

где - коэффициент перехода от веса снега на земле к весу снега на покрытии;

сн - коэффициент надёжности по нагрузке, сн =1,4;

n - коэффициент надёжности здания по назначению, n =0,95;

S0 - снеговая нагрузка для г.Могилёва (III класс снегового района), S0=1,0 кН/м2;

.

Определим силы Fi, кН, в узлах фермы:

	(5.7)

1 = 0,8;

2=1+0,1a/b=1+0,112/9=1,13;

кН;

кН;

кН;

кН;

Определяем опорные реакции RAS и RBS, кН:

кН.

Рассмотрим второй вариант загружения (рисунок 5.2 б):

Определим силы Fi, кН, в узлах фермы, при условии, что 1=1,0;

3=1+0,5а/bl=1+0,512/3,5=2,71; где а=ВФН=12м; bl=HФН=3,5м.

кН;

кН;

кН.

Определяем опорные реакции RAS и RBS, кН:

кН.

Рисунок 5.2 - Варианты снегового загружения

В связи с тем, что усилия, возникающие в стержнях от рамных моментов и распора значительно меньше, усилий, возникающих в стержнях от постоянной и снеговой нагрузки, можно эти усилия не рассчитывать. Таким образом, в расчеты принимая только постоянную и 2 снеговые нагрузки.

5.3 Определение усилий в стержнях фермы

Усилия определяем при помощи диаграммы Максвелла-Кремоны (рисунок 5.3, 5.4). Расчётные значения усилий занесём в таблицу 5.2.

Усилия, кН	Геометрическая длина, мм

Рисунок 5.3 - Определение усилий в стержнях фермы от постоянной нагрузки графическим методом.

Рисунок 5.4 - Определение усилий в стержнях фермы от снеговой нагрузки графическим методом.

Таблица 5.2 - Усилия в стержнях фермы

Элемент фермы	Номер стержня	Постоянная нагрузка	Снеговая нагрузка	Расчетные усилия
			n=1	n=0,9	№ нагр	усилие
		1	2а	2б
Верхний пояс	с-3	-591	-287	-258.3	1+2a	-878
	d-4	-591	-287	-258.3	1+2a	-878
	e-6	-772	-360	-324	1+2a	-1132
	a-7	-772	-360	-324	1+2a	-1132
Нижний пояс	a-2	345	172	154.8	1+2a	517
	a-5	727	342	307.8	1+2a	1069
	a-8	718	335	301.5	1+2a	1053
Раскосы	1-2	-546	-272	-244.8	1+2a	-818
	2-3	368	172	154.8	1+2a	540
	4-5	-233	-95	-85.5	1+2a	-328
	5-6	69	28	25.2	1+2a	97
	7-8	92	43	38.7	1+2a	135
Стойки	3-4	-90	-54	-48.6	1+2a	-144
	6-7	-132	-58	-52.2	1+2a	-190

5.4 Подбор сечений стержней фермы

Расчетные длины стержней в плоскости фермы, где l - геометрические размеры стержня: