Введение

Курсовой проект «Металлические каркасные здания» состоит из трех частей.

Первую часть составляют вопросы разработки объемно-планировочного решения каркасной части главного корпуса ГК в соответствии с заданным основным и подобранным вспомогательным оборудованием, при этом учтены действующие нормативные требования по проектированию промышленного здания каркасного типа. В этой же части определена грузоподъемность мостовых опорных кранов, подобрано их количество (выбран один кран) и назначены крановые габариты. На основании опыта проектирования и в соответствии с разработанным объемно-планировочным решением выполнено предварительное назначение размеров и формы сечений элементов каркаса в стальном варианте. Назначены также стропильные конструкции, связи и ограждающие элементы здания.

Вторая часть работы посвящена разработке и обоснованию расчетной схемы несущего элемента каркаса здания – плоской поперечной двухпролетной рамы с пристройкой в виде деаэраторной этажерки. Определены действующие нагрузки, построены их сочетания и подготовлены исходные данные для выполнения статического расчета с использованием современных методов расчета стержневых конструкций и компьютерной техники, в данном случае использован вычислительный комплекс SCAD.

Итогом работы стало построение огибающих эпюр изгибающих моментов М и продольных N сил в элементах стержневой системы.

Третья часть работы заключается в проектировании основных несущих элементов каркаса – ступенчатой колонны, ригелей, междуэтажных перекрытий, ферм и подкрановых балок. В данном случае выполнено проектирование ступенчатой колонны крайнего ряда рассматриваемого здания.

1. Компоновка главного корпуса

1.1 Выбор вспомогательного оборудования

Сведения об основном и вспомогательном оборудовании удобно представить в табличном виде.

Таблица 1

1.2 Плановая компоновка главного корпуса

1.2.1 Определение количества отделений, назначение пролетов отделений

Компоновка главного корпуса определена заданием: главный корпус (ГК) с общим машинным залом и продольным расположением турбоагрегата (ТА) (всего два здания, по два ТА в каждом).

Количество отделений: 3 (турбинное отделение – ТО, деаэраторное отделение – ДО, реакторное отделение – РО).

Пролет турбинного отделения находится из следующего выражения:

, где

В_ф.та – ширина фундамента ТА, для заданного ТА В_ф.та =12 м;

l_к.тр – длина конденсаторной трубки;

ΣВ_пит.н. – плановый размер питающих насосов;

ΣВ_прох. – сумма проходов для обслуживания ТА;

ΣВ_{пологт.} – ширина подогревателя.

Из опыта проектирования АЭС, эту формулу можно записать так:

L _то =(3–4) В_ф.та = 4В_ф.та =4*12 м=48 м.

Пролет деаэраторного отделения принимается равным 12 м. L _до =12 м.

1.2.2 Назначение шага колонн и определение длины здания

Из опыта проектирования шаг колонн принимаем следующим: B _к =12 м .

Длина технологической секции L_тс определяется размером ТА (L_тс > L_та ), а также плановыми размерами элементов вспомогательного оборудования и способом их расстановки. Обычно L_тс кратна шагу колонн. Таким образом определяем, что L _тс =60.90 м . При этом ширина технологической секции В_тс =L_то =48 м .

Длину монтажной площадки (МП) примем кратной 3В_к , т.е. L _мп =36=====м .

Температурные швы отсутствуют, т. к. общая длина отделений не превышает 216=== метров.

1.2.3 Описание генеральных плановых размеров РО

Для РО реактора ВВЭР – 500: D _ро =31 м , размер обстройки РО в плане 64х64 м .

1.3 Высотная компоновка главного корпуса

1.3.1 Определение отметки обслуживания турбоагрегата в турбинном отделении

Отметка обслуживания ТА определяется по следующей формуле:

↓ обсл. ТА=↓ пола+(H_ф.та -h_з.ф. ), где

H_ф.та – высота фундамента ТА,

h_з.ф. – заглубление подошвы фундамента относительно отметки пола.

↓ обсл. ТА=0,000+(18,5–6,5)=12 м.

1.3.2 Выбор грузоподъемности и количества мостовых опорных кранов. Определение крановых габаритов

Данные по максимальным массам монтажных элементов и элементов вспомогательного оборудования приведены в § 1.1. Исходя из этого, назначаем тип крана: КМ – 125 ЛН с увеличенной высотой подъема, двухбалочный.

Теперь, исходя из грузоподъемности (125т) предварительно назначим высоту сечения верхней части колонны: h_в =750 мм.

Определим привязку колонны к осям координационной сетки, т. к. h_в =750 мм, то а=500 мм, для колонн по ряду Б и В примем нулевую привязку (см. рис. 1).

Рассчитаем пролет мостового опорного крана, который в общем случае находится по формуле:

L_k =L_то – (λ₁ +λ₂ ), в скобках – сумма двух привязок к координационным осям, рекомендуемое значение этой суммы – не менее 1500 мм.

Тогда L_k =42 м-2 м=40 м.

Данные по мостовому опорному крану удобно представить в виде таблицы (табл. 2)

Таблица 2. Параметры мостового опорного крана

1.3.3 Определение отметок оголовка рельса, подкрановой консоли и высоты колонны

Необходимая расчетная высота подъема над отметкой обслуживания определяется как сумма высот наибольшего габарита оборудования, стропов и запаса.

1) Н_под =Н_об +Н_стр +Н_зап ;

Н_об =maxН_спп ; Н_пнд ; Н_пвд ; Н_стр =max диаметр СПП, ПВД, ПНД;

Н_зап =0,5 м.

Н_под =10 м+4,17 м+1 м=15.17 м

Теперь определим отметку головка рельса, которая в первом приближении может быть вычислена как:

(↓г.р.)’=↓обсл.+Н_под +h=12 м+15.17 м+0.82 м=27.99 м.

Далее определим отметку подкрановой консоли.

↓ п.к.=(↓г.р.)’ – h_p -h_п.б. -h_о.р. -h_о.п. , где h_p – зависит от типа рельса (см. табл. 2), 170 мм;

h_п.б – высота подкрановой балки, для определения которой воспользуемся унификацией металлических элементов для каркасных зданий, тип: ПБУ-12–8 шт., h_п.б =1826 мм;

h_о.р – высота опорного ребра ниже грани нижнего пояса балки, 20 мм;

h_о.п – толщина опорной плиты, 20 мм,

таким образом

↓ п.к.= 27.99 м-0,17 м – 1,826–0,02 м-0,02 м=25.95 м=26 м.

После этого определим окончательную отметку головки рельса обратным пересчетом:

↓г.р.= ↓ п.к.+h_p +h_п.б. +h_о.р. +h_о.п. =26 м+0,17 м+1,826 м+0,02 м+0,02 м=28,036 м

Определим общую высоту колонны

H_к =Н_в.к. +Н_н.к.

↓в.к. =↓г.р.+H+а₁ =28,036 м+4,8 м+0,15=32.986 м=33 м

Н_в.к. =↓в.к.-↓п.к.=33 м-26 м=7 м

Н_н.к. =↓п.к.-↓пола+h_б.к. , h_б.к. – заглубление базы колонны под планировочной отметкой.

Н_н.к. =26 м+0,0+0,75 м=26.75 м

H _к =7 м+26.75 м=33.75 м

1.3.4 Высотная компоновка деаэраторного отделения (ДО)

ДО представляет собой однопролетное многоэтажное здание – этажерку.

На первом этаже размещены электрические устройства – распределительные устройства собственных нужд (РУСН); на втором – электроустройства, кабельные каналы; на третьем – блочный щит управления; на четвертом трубопроводный коридор; на пятом – деаэраторные устройства.

Отметка пола первого этажа совпадает с отметкой пола турбинного отделения – 0.000. Отметка пола второго этажа – 5,400. Отметка пола третьего этажа совпадает с отметкой обслуживания – 12,000. отметка пола четвертого этажа – 16,400. Отметку пола пятого этажа примем равной – 28,400.

Высота пятого этажа находится из следующей зависимости:

↓в.к.до=↓5 эт.+Н_ф.д. +Н_д. +Н_стр. +Н_кр. +h_п.б.

Н_ф.д. ≈1/3 диаметра бака, Н_ф.д. =1,15 м;

Н_д. – высота установки (бак + колонка);

Н_стр. – высота стропов (запас над деаэраторной установкой);

Н_кр. – высота крана от верхнего положения крюка до низа подвесных монорельсов;

h_п.б. – высота подвесных балок (монорельсов).

Мы примем высоту пятого этажа ДО равной 15,9 м, следовательно отметка верха пятого этажа составляет – 44,300.

1.4 Конструкции каркаса здания

Рассматриваемая каркасная часть ГК по конструктивной схеме представляет собой промышленное многоэтажное здание каркасного типа сблокированное из отделений различной высоты.

Каркасная часть ГК – это совокупность несущих конструкций, связанных в геометрически неизменяемую стержневую систему.

Каркас воспринимает действия в общем случае следующих нагрузок:

1.нагрузки от собственного веса несущих и ограждающих конструкций;

2.нагрузки от стационарного технологического оборудования;

3.от действия мостовых опорных кранов;

4.от климатических воздействий;

5.нагрузки от особых воздействий, которые, как правило, являются динамическими.

Мы ограничимся нагрузками статического характера.

1.4.1 Выбор стропильных конструкций и связей, их описание. Кровельное покрытие

Для зданий рассматриваемого каркасного типа применяются в основном унифицированные полигональные фермы покрытий (стальные), которые разработаны для пролетов от 18 до 51 м.

Высота на опоре унифицированных ферм является одинаковой, h_оп =2100 мм, уклон верхнего пояса принят1:10.

В данном проекте пролет ТО составляет 42 м, унифицированная стальная ферма, которая подходит в этом случае, изображена на рис. 2.

Для поясов используется сталь повышенной прочности 14Г2. пояса могут быть из спаренных неравнобоких уголков или с использованием тавров.

Для покрытия здания используются следующие кровельные плиты: конструкция с использованием профилированного оцинкованного стального настила (высота 60÷80 см). Этот настил используется как элемент комплексных кровельных плит полной заводской готовности. Основным несущим элементом такой плиты покрытия являются продольные ребра, имеющие высоту 400 мм, выполненные в виде либо фермы с параллельными поясами, либо широкополочного двутавра с перфорированной стенкой, либо в виде гнутого профиля напоминающего швеллер. Для подсчета нагрузок от массы укрупненного блока плиты полной заводской готовности будем считать, что при размерах ТО В_к ×L_то =12×42, вес блока 74 тс.

1.4.2 Назначение формы и размеров поперечного сечения колонны и ригелей

Назначение формы и размеров рассматриваем как предварительное. Обозначения рассматриваемых далее сечений приведены на рис. 3.

Сечение 1–1

Используем прокатный двутавр 70Б2:

А=178 см² ;

Y_y =146000 cм⁴ ;

W_y =4170 см³ ;

Y_х =5490 cм⁴ ;

W_х =422 см³ .

Сделаем проверку по условию жесткости.

2)

Сечение 2–2

Двутавры используем те же, что и в сечении 1–1. Т.к. h

А=2А_ветви =2*178см² =356см²

Сечение 3–3

Замена фермы сплошным стержнем эквивалентной жесткости, ось которого совпадает с осью нижнего пояса фермы.

Y_р =(2÷6) Y_y , где Y_р – момент ригеля, Y_y – момент инерции нижней части решетчатой колонны на которую опирается ферма.

Y_р =4*2215201см⁴ =8860804 см⁴

Сечение 4–4

Двутавры используем те же, что в сечении 1–1.

Характеристики выбранного сечения:

А=2А_ветви +А_стенки =2·178см² +150 см·0.8 см=476см² ;

Y_y =Y_{y дв} +Y_{yc т} , где

,
У_{у c т} =; т.о. Y_y =2294500см⁴ +225000см⁴ =2519500см⁴ .

Для стеки – вставки используется прокатная толстолистовая сталь (ГОСТ 19903–74).

Сечение 5–5

Для сечения 5–5 используем двутавр 100Б2:

А=321 см² ; Y_z =14250 cм⁴ ; W_z =890 см³ ; Y_y =521660 cм⁴ ;

W_y =10430 см³ .

Сечение 6–6

В сечении 6–6 используем тот же двутавр, что и в сечении 1–1 – 70Б2:

А=178 см² ;

Y_y =146000 cм⁴ ;

W_y =4170 см³ ;

Y_z =5490 cм⁴ ;

W_z =422 см³ .

Сечение 7–7

Используем то же сечение, что и в случае сечения 4–4, только в этом случае мы имеем другую высоту стенки – вставки.

Высота стенки из условия жесткости , из рекомендаций мы примем высоту стенки равную 800 мм.

А=2А_ветви +А_стенки =2·178см² +80 см·1 см=436см² ;

Y_y =Y_{y дв} +Y_{yc т} , где

,

У_{у c т} =; т.о. Y_y =861600см⁴ +42667см⁴ =904267см⁴ .

Для стенки – вставки использована сталь широкополосная универсальная (ГОСТ 82–70).

1 .4.3 Выбор и описание элементов междуэтажных перекрытий, стеновых и оконных панелей

1. В качестве перекрытий используются сборные железобетонные ребристые плиты с ребрами вниз, имеющие номинальные размеры 3,0×12 (ПНРС 12–3), толщина плиты – 600 мм.

G_пл =20÷20,6 тс, g^н =20/12*3=0,56 тс/м² _, – чистый цементный пол по ж/б плите (толщина 3 см).

2. Стеновые панели могут быть: армопенобетонные (ячеистые) и керамзитобетонные (легкобетонные); и иметь размеры: 1,2×1,2, 1,8×1,2,1,2×6, 1,8×6. В данном курсовом проекте будут использоваться армопенобетонные панели. Как правило, это однослойные панели, имеющие наружные фактурные слои. Толщина этих плит может быть: 200, 250 (240), 300 мм. Панели маркируются следующим образом: ПСЯ-12–18–2 (для примера). Плотность таких плит γ=1,05 тс/м³

3. Оконные панели. Наиболее распространенным типом оконного заполнения является применение типовых оконных панелей. В курсовом проекте будем использовать рядовые панели с двойным остеклением марки ПДу 1,8–12, имеющие размеры 1800×12000 мм, общая масса панели 1253 кгс.

2 Расчет усилий в элементах каркаса при статических воздействиях

2.1 Выбор и обоснование расчетной схемы и метода расчета

Сбору нагрузок и выполнению расчетов плоской поперечной рамы каркаса предшествует построение расчетной схемы, т.е. представление данного реального объекта в виде идеализированной схемы или схематического чертежа, выполненного по геометрическим осям стержней, проходящим через центры тяжести назначенных на предваритёльном этапе сечений элементов.

Для расчета рамы выбран метод конечных элементов в форме перемещений, т. к.для этот метод в рамках принятой расчетной схемы для стержневых систем считается достаточно точным. При решении поставленных задач с использованием МКЭ в качестве конечного элемента принят прямолинейный стержень постоянного поперечного сечения с жесткими или шарнирными узлами.

2.2 Нагрузки, действующие на раму каркаса, и их сочетания

Поперечные рамы каркаса главного корпуса АЭС проектируются на действие следующих видов нагрузок основных сочетаний:

– собственный вес элементов рамы;

3) – технологические нагрузки от стационарного оборудования и трубопроводов;

– крановые нагрузки (вертикальные и горизонтальные);

– снеговые нагрузки на покрытие;

– нагрузки от ветрового давления.

Нагрузки от собственного веса элементов рамы являются постоянными, технологические нагрузки относятся к временным длительно действующим, а остальные – к временным кратковременным. Все нагрузки имеют нормативные и расчетные значения. Расчеты элементов рамы на прочность и устойчивость (расчеты по первой группе предельных состояний) выполняются по расчетным нагрузкам, величины которых определяются путем умножения нормативных нагрузок на коэффициенты надежности по нагрузке (коэффициенты перегрузки), установленные нормами. Перечисленные виды воздействий относятся к режиму нормальной эксплуатации зданий главного корпуса.

Для проектирования элементов поперечной рамы требуется знать усилия в них от каждой нагрузки (воздействия) отдельно, в связи с чем сбор нагрузок производится от каждого воздействия в отдельности.

В курсовом проекте рассматривается только одно сочетание нагрузок – основное.

2.3 Расчет усилий в элементах рамы и построение комбинаций усилий в расчетных сечениях

Расчет усилий осуществляется МКЭ (методом конечных элементов) в расчетном комплексе SCAD, результаты расчетов приведены в П – 3.

Будем рассматривать 4 расчетных сечения колонны крайнего ряда.

Мы рассматриваем 1 сочетание нагрузок, для которого будут построены 2 комбинации усилий. Цель построения комбинаций состоит в том, чтобы в назначенных 4-х сечениях получить максимальные изгибающие моменты и соответствующие им продольные силы.

Для колонны крайнего ряда наиневыгоднейшее сочетание 1 – основное:

1 соч-е=СВ+0,95·ТОД+КК+0,8·СК+0,6·ВК , где СВ – постоянная нагрузка от собственного веса, ТОД – временная длительнодействующая нагрузка от стационарного технологического оборудования, ко временным кратковременным нагрузкам относятся: КК – нагрузки от мостовых кранов с полным нормативным значением, СК – снеговая нагрузка с полным нормативным значением, ВК – ветровая нагрузка.

3. Расчет несущей способности элементов каркаса ГК

Рассматривается ступенчатая колонна крайнего ряда каркаса здания – ряд А.

Колонна имеет верхнюю часть в виде сплошностенчатого двутаврового поперечного сечения и нижнюю часть в виде двухветвевой решетчатой колонны.

По результатам расчета установлено, что 3 сечения колонны испытывают совместное действие сжатия и изгиба (1–1,2–2,3–3), сечение 4–4 испытывает центральное сжатие (изгиб. момета нет). В таком случае, несущая способность колонны определяется ее устойчивостью.

Современными нормами в основу расчета ступенчатой колонны положен принцип, состоящий в том, что оценка устойчивости выполняется для каждого участка колонны отдельно, но на анализе устойчивости стержня колонны в целом, являющемся элементом здания каркасного типа.

В варианте, рассматриваемым курсовым проектом, используется следующая схема закрепления концов колонны – стержня по ряду А: нижний край колонны – заделка, верхний край представляет собой неподвижный шарнирно – опертый край (рис. 6).

Для приведенной схемы расчетные длины стержней в плоскости рамы следующие:

l_{ef 1} =μ₁ ·l₁ и l_{ef 2} =μ₂ ·l₂ .

Общая последовательность проверки устойчивости колонны:

1) определяются наиневыгоднейшие варианты комбинаций для каждого сечения;

2) формулируются условия закрепления краев и определяются расчетные длины в плоскости рамы и из плоскости;

3) осуществляется проверка устойчивости верхней части колонны в плоскости рамы;

4) проверка устойчивости колонны из плоскости рамы;

5) осуществляется проверка местной устойчивости стенки и полок стержня, если стержни представляют собой открытый прокатный профиль;

6) выполняется проверка устойчивости нижней части колонны;

7) конструирование и расчет элементов соединения верхней и нижней частей колонны.

Результаты расчетных усилий в элементах рамы каркаса

Построение сводной таблицы усилий в расчетных сечениях

Таблица 6. Итоговая таблица сбора нагрузок

Таблица 7. Сводная таблица усилий в назначенных сечениях рамы

Теперь построим эпюры с учетом коэффициентов сочетания.

Таблица 8

Построение огибающий эпюр

Для построения огибающих эпюр составим таблицы комбин.

Цель построения таблиц комбинаций состоит в определении наиневыгоднейших суммарных положительных и отрицательных (в алгебраическом смысле) усилий в заданных сечениях рамы при самых неблагоприятных, но физически возможных сочетаниях нагрузок.

Таблицы комбинаций удобно строить, пользуясь данными таблицы эпюр 8. В случае для расчетного сочетания, учитывающего одну постоянную нагрузку (собственный вес), одну временную длительно-действующую (технологические нагрузки) и три временные кратковременные (крановые, снеговые и ветровые нагрузки) строятся две комбинации усилий:

– максимальные и минимальные изгибающие моменты (M⁺ _max и M^- _min ) и соответствующие им продольные усилия N;

– максимальные и минимальные продольные усилия (N_max и N_min ) и соответствующие им изгибающие моменты M⁺ и M^- .

Полученные результаты используются при выполнении проверок устойчивости и прочности элементов рамы с целью подбора или уточнения ранее назначенных размеров их поперечного сечения.

На рис. 3 представлены огибающие эпюр M и N.

Расчет несущей способности ступенчатой решетчатой колонны

Определение наиневыгоднейших вариантов комбинаций усилий в сечениях колонны

Для верхней части колонны повторим:

Используем прокатный двутавр 70Б2:

А=178 см² ;

Y_y =146000 cм⁴ ;

W_y =4170 см³ ;

Y_х =5490 cм⁴ ;

W_х =422 см³ .

Огибающая эпюр представлена на рис. 3.

Для верхней части колонны (сечение 4–4 ) критерием выбора наиневыгоднейшего варианта комбинации является тот, который дает максимальное сжатие в крайнем волокне полки колонны. N =74,1 тс ,

.

Для сечения 3–3 :

т.о. мы получили, что напряжение максимальное, момент и сила, вызвавшие это напряжение: М=41 тс·м, N =110.4 тс.

Нижняя часть колонны: осуществляется анализ наиневыгоднейших комбинаций для сечений 1–1 и 2–2. Мы ограничимся рассмотрением сечения 1–1 для наиневыгоднейшей комбинации усилий. Получаем 4 значения. Критерий: приближенным критерием назначения наиневыгоднейшей комбинации для нижней части колонны является максимальное усилие сжатия в ветвях колонны (в каждой ветви поотдельности).

Для подкрановой ветви:

Для наружной ветви:

т.о находим комбинацию М и N, которая дает максимальное напряжение: М=215 тс·м, N =340 тс .

Проверка устойчивости ветвей колонны

Наиневыгоднейшие усилия сжатия ветвей колонны получены в П 4.1.

Расчет на устойчивость ветвей осуществляется как центральносжатых стержней.

Расчет осуществляется и в плоскости и из плоскости рамы. В нашем случае N_п <N_н (усилие в наружной ветви больше усилий в подкрановой).

Дано: используем прокатный двутавр 70Б2:

А=178 см² ;

Y_х =146000 cм⁴ ;

W_х =4170 см³ ;

Y_{y п} =5490 cм⁴ ;

W_y =422 см³ ;

h_в =70 см;

b_в =26 см;

d=1.15cм, t=1.87cм.

, .

В качестве материала колонны используется сталь марки 14Г2 с расчетным сопротивлением по пределу текучести: R_y =3250 кгс/см² .

По [5, табл. 72] коэффициент j_а продольного изгиба центрально-сжатых элементов: j_а =0,931.

В плоскости рамы:

.

Из плоскости рамы:

=>j_х =0,9091 [5, табл. 72];

.

Расчет стержней соединительной решетки

В качестве стержней соединительной решетки используются, как правило, равнобокие уголки, которые соединяются с ветвями сваркой, либо непосредственно полкой, либо через фасонку.

Задача: определение усилия в стержнях решетки, установить причину их возникновения, подобрать сечение.

Для стержней решетки R_y =2450 кгс/см² .

, где d – длина стержня решетки

,

Q=Q_max – алгебраическая сумма поперечных сил в сечении 1–1, взятая как максимум из рассмотрения всех 4-х вариантов комбинаций M и N в таблице комбинаций.

1) Задаемся начальной гибкостью λ=90;

2) φ – коэффициент продольного изгиба, φ=0,612;

3) площадь сечения:

Будем использовать равнополочный уголок L63x4 c площадью поперечного сечения А=4,96см² .

Расчет нижней части колонны на устойчивость, как сквозного внецентренно сжатого стержня

Эта проверка осуществляется только в плоскости действия момента (плоскости рамы). Из плоскости не проверяем, т. к.каждая ветвь проверялась отдельно.

Проверка делается для всех 4-х комбинаций.

1) Определяем приведенную гибкость сквозной колонны:

, где λ_efy – гибкость всего стержня нижней часть колонны ; ; ; ΣА_р =2А_р =2·4,96см² =9,92см² – сумма площадей раскосов.

2) Определим приведенную гибкость.

3)

4) Определим начальный эксцентриситет.

e₁ =M₁ /N₁ = 133.5 тс·м/213 тс=0,63 м;

e₂ =M₂ /N₂ = 215 тс·м/340 тс=0,63 м;

e₃ =M₃ /N₃ = 130,3 тс·м/445,5 тс=0,29 м;

e₄ =M₄ /N₄ = 215 тс·м/340 тс=0,63 м.

5) Радиус ядра сечения.

.

6) Приведенный эксцентриситет.

m₁ =e₁ /ρ_y =0.63 м/0,847 м=0.74;

m₂ =e₂ /ρ_y =0.63 м/0,847 м=0.74;

m₃ =e₃ /ρ_y =0.29 м/0,847 м=0,34;

m₄ =e₁ /ρ_y =0.63 м/0,847 м=0.74.

7) По значениям λ’ и m_ef [5, табл. 75] определяем φ_е =f (λ’, m_ef ).

При m₁ =0.74 φ_е =0.423, .

При m₂ =0.74 φ_е =0,423, .

При m₃ =0.34 φ_е =0,572, .

При m₄ =0.74 φ_е =0,423, .

Конструирование узла соединения верхней и нижней частей колонны

1) Конструирование поперечного сечения траверсы.

2) Проверка заданной толщины траверсы из условия смятия.

, А_см =l_см ·δ_тр ;

σ_см ≤R_см ·γ_см, т.о.:, мы приняли δ_тр =2 см.

3) Проверка прочности траверсы на изгиб, при этом в запас прочности считается, что траверса работает как балка на двух опорах.

Поиск центра тяжести:

a)

б) теперь определим момент инерции относительно вновь найденной оси:

в

W_min =0.068м³

Теперь определим σ_max :

σ_max =M_тр /W, где М_тр =R₁ ·(h_н -h_в ’ – h_в ’’), R₁ =M/h_н +N/h_н ·h_в ’=41 тс·м/1,47 м+110,4 тс/1,47 м·0,22 м=44,4 тс,

М_тр =44,4 тс·(1,47 м-0,22 м-0,35 м)=39,96 тс·м,

σ_max =39,96 тс·м/0,068м³ =587.6 тс/м² =58.76 кгс/см²

4) Проверка прочности траверсы на срез.

эпюра планировочный схема каркас

Q=R₁ ’=R₁ +K(D_max +G_п.б. )·0,5=44,4 тс+1.2 (200 тс+5,54 тс)·0,5=167,7 тс

Основная проверка для траверсы прошла.

Литература

1.Купцов И.П., Иоффе Ю.Г. Проектирование и строительство ТЭС. М.: Энергия, 1984;

2.Богданов Ю.В., Соколов В.А. компоновка главного корпуса и расчет элементов каркаса. Учебное пособие. Л.: ЛПИ – 1985;

3.Соколов В.А. Конструирование и расчет элементов каркаса главного корпуса электростанций. Метод.указания. СПб.: СПбГТУ – 1996;

4.СНиП 2.01.07–85. Нагрузки и воздействия. М.: Стройиздат, 1987;

5.СНиП 11–23–81. Стальные конструкцию. М.: Стройиздат, 1982;

6.вычислительный программный комплекс;

7.методические указания по оформлению пояснительных записок к курсовым и дипломным проектам. – Л.:ЛПИ, 1985.