|
|
  Как осуществляется строительство промышленных теплиц?  Тенденции в строительстве складских помещений  Что нужно знать при проектировании промышленных зданий? |
Строительные лаги Справочник момент сопротивления Sff = jj(hl2) =2y/ft = 2-111 930/50 = 4470 см»; радиусы инерции и гибкости: ix = У7171= Уп 1 930/226 = 22,2 см; iy = У V= У30 500/226 = 11,6 см; = WxiA = 4470/226 = 19,8 см; т5с = е/р= 123/19,8 = 6,22; Ях=/,а/1.,= 1410/22,2 = 63,«; Х,. = ; 1/=63,5}/"215/2,06-10=.= 2,05; = 1,4 - 0,02.2,05 = 1,36; /п/= лт; = 1,36-6,22 = 8,45. По табл. 6.2 при X«f =2,05 и тг=8,45 по интерполяции находим значение коэффициента 9=0,145. Фактическое напряжение в сечении а=.Л/2/Фв = 650 000/0,145-226=: 19 835 Н/см*« » 198 МПа</?уУс = 215 МПа. Недонапряжение составляет около 8% (>5%). Можно немного уменьшить сечение вследствие сокращения ширины полок, например до Ь=420 мм, и сделать вторичную проверку, в итоге получим: Л =214 см; ;х=102 630 см\ /=24 700 см «7=4100 см; и = =21,9 см; iy = m см; рж=19,1б см; Я,;.=64,38; 1. = =2,08; Г1 = 1,36; т;,=6,42; m«f=8,7 и фв=0,14. Тогда а=650000/0,142-214=21 390 Н/см2=213,9 bAUa<Ry = =215 МПа. Сечение полок принимаем 420X20 мм. Проверяем несущую способность верхней части колонны на действие максимальной вертикальной силы Л/2та;,=850 кН и Л12=520 кН-м. Для этого вычисляем: е = МгШгтах = 520/850 = 0,612 м; m = e/p = 6I,2/I9,2 = 3,I9; m„; = Tim-c= Ь34-3,19 = 4,28; 9 = 0,248. Расчетное напряжение составит а=850 000/0,248Х Х214(100)=160 Mna<i?j,=215 МПа, где (100)-для пересчета размерности Н/см в МПа, т.е. несущая способность обеспечения. Проверим местную устойчивость стенки. Расчетная высота стенки/jef=ft(„=46 см. Проверяем условие hefltwKw V/Ry (по требова- ниям п. 7.14 СНиП 11-23-81*): при m > 1 и > 2 Kw= 1,2-f 0,351 = 1,2+0,35-2,08= 1,94 < 3,1; hef/tw=i6/l< 1,94 }/"2,Об-105/215 = 60,05. условие соблюдается, проверка местной устойчивости стенки не требуется. Значение Kw определяют по формулам, данным в табл. 6.4. Ребра жесткости ставим конструктивно через 2,5-3 hef. Проверяем местную устойчивость полок. Проверки не требуется, если соблюдается условие (для неокайм-ленного. двутавра при Я=0,8...4) bej/if < (0,36 + О, й) VE/Ry, где 6«/=(V2)-(W2) = (42/2)-(I/2)=20,5 см свес листа полки; «=2 см -толщина полки; - предельное отношение свеса листа к его толщине, устанавливаемое нормами в зависимости от условной гибкости колонны, типа сечения и марки стали (см. табл. 5.3). befJti = 20,5/2 = 10.26 < [bef/thin = (0,36 + 0,1 -2,08) X хУ2,06-10в/215= 17,58. Условие соблюдено, следовательно, полка, как и стен, ка, устойчива при действии нормальных напряжений. Проверяем напряжение в сечении верхней части колонны из плоскости действия момента (по оси у -у). Напряжения вычисляют из условия расчета колонны постоянного сечення на устойчивость из плоскости действия момента прн ее изгибе в плоскости наибольшей жесткости (Jx>Jy), совпадающей с плоскостью симметрии. Расчетная формула (2.31) имеет вид а = Ni/ctpyA < Ry где c = p/(l+amj= 1/(1 + 0,864-4,28) = 0,213. Коэффициенты аир приняты по табл. 6.5. При Ку>Хс (см. табл. 6.6) для стали марки ВСтЗкп2 /?„=215 МПа >.с=97 h = hi/y = 380/10,7 = 35,6 < = 97. При ХуЖс коэффициент с принимают не более значений, определенных по формуле (60) СНиП 11-23-81* или по формуле (173) прил. 6 того же СНиПа. Согласно СНиП 11-23-81* при вычислении Шх за расчетный момент М принимают максимальный момент Таблица 6.4. Значения Ли» для цеитрально-сжатых (при т=0), внецентренно-сжатых и сжато-изгибаемых элементов
Обозначения: X, -условная гибкость элемента, принимаемая в расчете на устойчивость при центральном сжатии; М - условная гибкость элемента, принимаемая в расчете иа устойчивость в плоскости действия момента. ~ Таблица 6.5. Коэффициенты а и р в формуле (2.32) Зависимость а я р от относительного эксцентриситета приложения продольной силы н гибкости Значения коэффициентов аир при сечегаях открытых двутавровых и тавровых i!-T ? у замкнутых CPESETKAMir (ЛЛАНКАМИ) сплошные а при: Р п(м: 0,65+0,05 Шх 1-0,3 J/Ji I-(0.35-0,05/п,;) /j/Zi 0,55+0,05 Шх V<fc/<fy I-(I-Кф/Фу X с(2-1);приУ2 1< <0,5 значение р=1 Примечания: 1. /[ и /г - моменты инерции большей и меньшей полок относительно оси симметрии сечеиия у-у; фс - значение фу при Ху=Хс=3,\4у ERy. 2. Пользование коэффициентами аир, установленными для ~ стержней замкнутого сечения, допускается только при наличии ие менее двух промежуточных диафрагм по длине £ стержня. В противном случае коэффициенты определять как для стержней открытого двутаврового сечения. Таблица 6.6. Значения kc = 3,uVЕ/ЯумУ2,06-ioyRy Ry, МПа 20% 210 220 240 270 310 360 400 515 100 98 96 92 86 81 75 71 63 В пределах средней трети длины стержня, т. е. в данном случае высоты верхней части колонны /г, но не менее половины наибольшего момента в пределах верхней части колонны. В рассматриваемом примере при Мв=0 (например, при шарнирном закреплении верхнего конца стойки) по расчету М= (,2/3) М2=2/3-800 ==534 кН-м. Тогда эксцентриситет е = Л1/Л? = 534/650 = 0,821 м=82,1 см; относительный эксцентриситет = = 82,1/19,16 = 4,28. При т,= 1...5 коэффициент а по табл. 6.5 будет а = 0,65 + 0,05m = 0,65 + 0,05-4,28 = 0,864. По значению Ку=35,6 в табл. 1 прил. IV находим (pj,=0,92 и тогда 0 = 650 000/0,213-0,92-214 = 15 500 Н/см» = 155 МПа < <./?У 7 = 215 МПа. Проверяем устойчивость сечения верхней части колонны иа второе сочетание усилий: N=850 кН и М2= =520 кН. Для этого предварительно вычисляем: М = 2/ЗМ2 = 2/3-520 = 346 кН-м; 4 = Л1/Л2 = 346/850 = 0,407 м= 40,7 см; /п = е>, = 40,7/19,2 = 2,13; 0 = 0,65 + 0,05-2,13 = 0,756; Р=1 (при = 35,6<Хс= 97); с= 1/(1 + 0,756-2,13) =0,383; при = 35,6 коэффициент щ ~ 0,92; 0 = 850 000/0,383-0,92-214= 11 523 Н/см2 = = 115,23 Mna<i?j,7c = 215 МПа. Расчет сечения нижней части колонны. Действующие на ветви колонны усилия из задания равны: для расчета подкрановой ветви Л/=800 кН, /WJ=-1000 кН-м; для расчета шатровой (наружной) ветви Ai = 1500 кН и /14] =+2500 кН-м. Расчетная длина нижнего участка колонны в плоскости действия моментов /л:1=34,1 м, а из плоскости действия моментов /i = 15,5 м. Предварительно задаемся типом сечения нижней части колонны. Шатровую ветвь принимаем из прокатных уголков и листа, а подкрановую - из двутавра. Ветви соединяются решеткой из одиночных уголков, располагаемых под углом 40-45° к горизонтали. Высоту сечения ранее приняли Л] = 1,25 м. Сквозную колонну рассчитывают по ветвям раздельно. Действующие на колонну вертикальные силы и момент раскладывают по ветвям и затем каждую ветвь рассчитывают как центрально-сжатый стержень. Усилие, приходящееся на ветвь, определяют по формуле /Vt, = /Vz ii + /M/fti, (6.5) где г -расстояние от центра тяжести сечения колонны до ветви, противоположной рассматриваемой (в симметричных сечениях г= = 0,5й, в несимметричных - г= (0,4...0,5)/г - до наиболее нагруженной ветви). В этом примере сечение принято несимметричным, поэтому задаемся Zi = о,4/11 = 0,4-1,25 = 0,5 м и Z2 = /ii -Zi= 1,25 - 0,5 = 0,75 м, где Zi - расстояние от центра тяжести сечения до наиболее нагруженной ветви (по заданию более нагружена шатровая ветвь, так как момент в ее сторону Mi=»-f2500 кН-м, а в сторону подкрановой ветви Mi=-1000 кН-м). Вычисляем максимальные усилия: в наружной (шатровой) ветви Nob = Vi zjhi + Mi/hi = 1500-0,75/1,25 + 2500/1,25 = 2900 кН; В подкрановой ветви Ni = N[ Zj ij + Afi ij = 800-0,5/1,25+ 1000/1,25 = 1120 кН. Расчет подкрановой ветви. Из условий обеспечения общей устойчивости колонны из плоскости действия моментов (или из плоскости рамы) высоту двутавра подкрановой ветви назначают в пределах (1/20-1/30)/], что соответствует гибкости Я=60...100. При /, = /,= = 15,5 м высота двутавра будет от 1550/20=77,5 см до 1550/30=51,7 см. Назначаем ближайший двутавр № 50, площадь сечения Л = 100 см; г,.= 19,9 см; 1;,= 1598смЗ; /х = 39727 см4; /j, = 1043 см*; = 3,23 см. Гибкость Я-!/=/яА;с = 1550/19,9=77,8, чему соответствует ф=0,733. 0 1 2 3 4 5 6 7 8 9 10 11 12 13 14 15 16 17 18 19 20 21 22 23 24 25 [ 26 ] 27 28 29 30 31 32 33 34 35 36 37 38 39 40 41 42 43 44 45 46 47 48 49 50 51 52 53 54 55 56 57 58 59 60 61 62 63 64 65 66 67 68 69 70 71 |
|
|
