Стальные конструкции одноэтажного промышленного здания в городе Санкт-Петербург

MK_Ermakov_doc.docx

Пояснительная записка
к курсовому проекту по дисциплине: «Металлические конструкции»
на тему: «Стальные конструкции одноэтажного промышленного здания
в городе Санкт-Петербург».
Компоновка поперечной рамы . . 5
Сбор нагрузок на поперечную раму 7
Статический расчет .. . .12
Расчет стропильной фермы .. .. 19
1. Сбор нагрузок .. . . ..19
2. Подбор сечений 24
3. Расчёт узлов фермы . . . .32
Расчет колонны . . .35
1.1. Исходные данные . . 35
1.2. Определение расчётной длины колонны .. ..35
1.3. Подбор сечения верхней части колонны .. . . 35
1.4. Компоновка сечения .. .. .. 36
1.5 Геометрические характеристики сечения . . .36
1.6 Проверка устойчивости верхней части колонны в
плоскости действия момента .. .37
1.7 Проверка устойчивости верхней части колонны из
плоскости действия момента .37
2 Подбор сечения нижней части колонны . 38
2.1. Проверка устойчивости ветвей из плоскости рамы . .. 39
2.2. Проверка устойчивости ветвей в плоскости рамы 40
3.1. Расчёт решётки подкрановой части колонны . . .. 40
3.2. Проверка устойчивости колонны в плоскости действия
момента как единого стержня .40
3.3 Расчёт и конструирование узла сопряжения верхней и
нижней части колонны . .. .. .. 41
Расчёт и конструирование базы колонны . 42
1 База наружной ветви .. .42
2 База подкрановой ветви . 43
3 Расчёт анкерных болтов .. .. .44
Список литературы . .. . .. .45
Металлические конструкции широко применяют при возведении различных зданий и сооружений. Благодаря высокой прочности и плотности металла эффективности соединений элементов высокой степени индустриальности изготовления и монтажа возможности сборно-разборности элементов металлических конструкций характеризуются сравнительно малой собственной массой обладают газо- и водонепроницаемостью обеспечивают скоростной монтаж зданий и сооружений и ускоряют ввод в эксплуатацию.
В данном курсовом проекте рассматривается расчёт пространственного одноэтажного промышленного здания оборудованного одним мостовым краном. Расчёт производится на динамические нагрузки влияющие на каркас здания.
Одноэтажное промышленное здание представляет собой пространственную конструкцию. Основной несущей конструкцией является поперечная рама состоящая из колонн и ригеля. А также в состав здания входит подкрановые балки и фермы покрытия.
На поперечную раму одноэтажного промышленного здания действуют следующие нагрузки:
- постоянные: вес ограждающих и несущих конструкций;
- временные: динамические (от пуска и торможения мостового крана и от пуска и торможения крановой тележки) и атмосферные (снеговая ветровая перепад температур).
Временная нагрузка задается в зависимости от района строительства.
Длина здания К = 168 м;
Отметка головки рельса НКР = 12 м;
Грузоподъёмность крана Q = 125 т;
Режим работы крана -Т
Отношение моментов инерции IНIВ = 6 IФIН = 3 где
Iн – момент инерции верхней части колонны;
Iв – момент инерции нижней части колонны;
Iф – момент инерции фермы.
Район строительства город Санкт-Петербург.
Компоновка поперечной рамы
Рис.1 Схема поперечной рамы
Найдем расстояние от головки кранового рельса до низа несущих конструкций покрытия Н2:
НК – расстояние от головки рельса до верхней точки тележки крана НК = 3150 мм;
f – размер учитывающий прогиб конструкций покрытия принимаемый равным 300 мм.
Н2 = (4000 +100) + 300 = 4400 мм.
Принимаем Н2 = 4400 мм (кратно 200)
Высота цеха от уровня пола до низа стропильных ферм:
Н1 - отметка головки рельса НГР = Н1 = 12000 мм.
Н0 = 12000 + 4400 = 16400мм
Размер Н0 принимается кратным 18 м.
Ближайший размер кратный 1800 мм - Н0 = 18000 мм.
Тогда отметку головки рельса можно увеличить до
Н1 =18000 –4400 = 13600 мм.
Высота верхней части колонны:
НВ = hб + hР + Н2 где
hб – высота подкрановой балки принимаем в соответствии с грузоподъемностью крана равной 1800 мм;
hР – высота кранового рельса принимаем равной 170 мм.
НВ = 1800 + 170 + 4400 = 6370 мм.
Размер нижней части колонны:
НН = Н0 – НВ + 1000 где
00 мм – заглубление опорной плиты башмака колонны ниже нулевой отметки пола.
НН = 18000 – 6370 + 1000 = 12630 мм.
Общая высота колонны рамы от низа базы до низа ригеля:
Н = 6370 + 12630= 19000 мм.
Высота части колонны в пределах ригеля НФ зависит от принятой конструкции стропильных ферм. При плоских кровлях и фермах из парных уголков высота НФ принимается равной 315 м для пролета 30 м.
Высота фонаря: hФ. = 2250 мм
Грузоподъёмность крана 125 т поэтому привязка наружной грани колонны к оси колонны принимается равной:
Высота сечения верхней части колонны:
hВ = 1000 мм она должна быть не менее 112 высоты верхней части колонны (от верха уступа до низа стропильной фермы).
НВ12 = 637012 = 5308мм
Условие выполняется.
Расстояние от оси подкрановой балки до оси колонны должно быть не менее:
l1 ≥ В1 + (hВ – а) + 75 где
В1 – размер части кранового моста выступающей за ось рельса принимаемый по ГОСТ на краны В1 = 400 мм;
мм – зазор между краном и колонной по требованиям безопасности принимаемый по ГОСТ на краны.
l1 = 400 + (1000 – 500) +75+450 = 1425 мм.
Так как режим работы крана тяжелый возникает необходимость осмотра и ремонта крановых путей для обеспечения этих работ должен быть обеспечен безопасный проход вдоль пути поэтому к размеру l1 включают еще 450 мм (400 мм- габарит прохода 50мм- на ограждение).
Размер l1 должен быть кратным 250 мм поэтому принимаем l1 = 1500 мм.
Высота сечения нижней части колонны:
hН = 1500 + 500 = 2000 мм.
Пролёт мостового крана:
lK = 30000 – 2·1500 = 27000 мм.
В соответствии с конструктивной схемой выбираем расчетную схему поперечной рамы. Соотношения моментов инерции принимаем в соответствии с заданием.
Рис. 2 Расчетная схема рамы
Расстояние между центрами тяжести верхнего и нижнего участков колонн:
e0 = (045 055)·hH – 05·
е0 = 05*2000-05*1000=05 м.
Найдем нагрузки на поперечную раму. Все нагрузки подсчитываются с учетом коэффициента надежности по назначению для промышленных зданий γН = 095.
Нагрузку на 1 м2 кровли посчитываем по таблице 3.1.
Нормативная нагрузка кПа
Коэффициент перегрузки
Расчетная нагрузка кПа
Защитный слой (битумная мастика с втопленным гравием) γ =21 кНм3 t = 20 мм
Гидроизоляция (4 слоя рубероида)
Утеплитель (пенопласт) γ =05 кНм3 t = 40 мм
Пароизоляция (1 слой рубероида)
Железобетонная плита перекрытия
Собственный вес металлических конструкций шатра
Расчетная равномерно распределенная линейная нагрузка на ригель рамы определяется по формуле:
b – шаг поперечных рам В = 12 м;
qП = 095·312·12 = 356 кНм.
Опорная реакция ригеля рамы:
где l – пролет здания равный 30 м
FR = 356*302 = 5340 кН.
Расчетный вес колонны. Верхняя часть составляет 20% от общего веса колонны.
GВ = γН· n · 02 · G · b · L2 где
n – коэффициент надежности по нагрузке для металлических конструкций равен 105;
G – расход стали на 1м2 здания;
GВ = 095·105·02·06·(302)·12 = 215 кН.
Нижняя часть колонны (80% веса всей колонны):
GН = 095·105·08·06·12·(302) =862 кН.
Поверхностная масса стен 200 кгм2 переплетов с остеклением 35 кгм2. В верхней части колонны (включая вес этой части колонны):
FB = γН· n · G · h · b + GB
n – для стен n = 12 ; для остекления n = 11;
h – выс. стеновой панели или остекления. Разрез стены показан на рисунке 3.
FB = 0.95·(12·2·54·12 + 11·035·26·12) + 215 = 1807 кН
FН = 095(12·2·9·12 + 11·035·46·12) + 862 = 3526 кН
По приложению к СП 20.13330.2011 «Нагрузки и воздействия» вес снегового покрова в городе Санкт-Петербупг р0 = 18 кПа. Коэффициент перегрузки: n = 14.
Линейная распределенная нагрузка от снега на ригель рамы определяется по по формуле:
qСН = γН· n · c ·p0 · b где
с – коэффициент перехода от нагрузки земле к нагрузке на 1 м2 проекции кровли при уклоне α ≤25º принять равным единице;
qСН = 095·14·10·18·12 = 287 кНм.
Опорная реакция ригеля:
FR = 287·302 = 4305 кН
По приложению к СП 20.13330.2011 «Нагрузки и воздействия» скоростной нормативный напор ветра в районе города Санкт-Петербург q0 = 03 кНм2. Тип местности В (города с окраинами лесные массивы и подобные местности равномерно покрытые препятствиями высотой более 10 м) коэффициенты k учитывающий высоту и защищенность от ветра другими строениями:
Находим линейную распределенную по высоте нагрузку по формуле:
qB = γН· n · q0 · k · c · b где и с = 06 для отсоса;
n – коэффициент перегрузки который для зданий равен 12;
с- аэродинамический коэффициент зависящий от расположения и конфигурации поверхности. Для вертикальных стен с =08 с наветренной стороны
qB = 095·12·03·08·12·k = 328·k.
qв10=328*065=213 (кНм)
qв1=328*085=28 (кНм)
qв2=328*0951=31 (кНм)
Сосредоточенные силы от ветровой нагрузки определяются по формулам:
FB = (qв1 + qв2)·h2 где
h = 315 + 225 = 54 м;
FB = (28+ 31)·542 = 159 (кН)
Сосредоточенная сила со стороны отсоса определяется следующим образом:
FB = 159·0608 = 119 (кН).
Найдем значения эквивалентных линейных нагрузок:
qЭ = 213·19= 405 (кНм);
α=Jр*HJн*L=3*19030=19
qэ= qэ· 0608 = 405 · 0608 = 304 (кНм).
Вертикальные усилия от мостовых кранов
Расчетное усилие передаваемое на колонну колесами крана при наивыгоднейшем сочетании рассчитываются по формуле:
DMAX = γН· (n · nC · ΣFKMAX ·y + n · GП + n · gH · bT · b) где
n - коэффициент перегрузки;
nC – коэффициент сочетаний принимаемый равным 095;
ΣFKMAX - нормативное вертикальное усилие колеса;
y – ордината линии влияния;
GП – нормативный вес подкрановых конструкций;
gH – полезная нормативная нагрузка на тормозной площадке;
bT – ширина тормозной площадки принимаем равным 15 м;
b – шаг колонн 12 м.
Вес подкрановой балки на 1 м2 здания :
GП = 06*12*302=1080 (кН)
Нормативные усилия колес крана:
FКMAX 1 = 520 кН FКMAX 2 = 550 кН.
DMAX = 095·(11·095·(520(1+0933+0221+0287)+550(0550+0483+0670+0738)) +
+ 105·1080+ 12·15·15·12)=273144(кН)
На другой ряд колонн также будут передаваться усилия но значительно меньшие.
Силу DMIN можно определить если заменить в формуле FKMAX на FKMIN т. е. на нормативные усилия передаваемые колесами другой стороны крана.
FKMIN = (98·Q + QКР+ТЕЛ) n0 - FKMAX где
Q – грузоподъемность крана 125 т;
QКР+ТЕЛ – вес крана с тележкой 1550 кН;
n0 – число колес с одной стороны крана.
FKMIN 1 = (98·125 + 1550) 4 – 520=17375 (кН) .
FKMIN 2 = (98·125 + 1550) 4 – 550 = 14375 (кН)
DMIN= 095·(11·095·(17375(1+0933+0221+0287)+14375(0550+0483+0670+0738)) +
+ 105·1080+ 12·15·15·12)=90792(кН)
Силы DMAX DMIN передают на колонну изгибающие моменты определяемые по формуле:
MMAX = DMAX · eK где
eK – расстояние от оси подкрановой балки до оси проходящей через центр тяжести нижней части колонны.
MMAX = 273144 ·10 = 27314 (кН·м).
MMIN = 90792·10 = 90792 (кН·м).
Горизонтальная нагрузка от мостовых кранов
Горизонтальная нагрузка от мостовых кранов передаваемая одним колесом определяется по формуле:
Т = γН·n·nC·TKH· Σy где
TKH = f·(98·Q + GТЕЛ) n0
f – коэффициент учитывающий тип подвески груза гибкая подвеска f = 005;
GТЕЛ – вес тележки 430 (кН).
TKH = 005·(98·125+ 430) 4 = 207 (кН)
Т = 095·11·095·207·4882=10032 (кН).
Рис. 5 Основная система статического расчета
Формирование векторов нагрузок
Вертикальная крановая нагрузка
Горизонтальная крановая нагрузка
ПРОГРАММА МКЭ-4ПСС. РАСЧЕТ РАМ МЕТОДОМ КОНЕЧНЫХ ЭЛЕМЕНТОВ.
МАССИВ ТИПОРАЗМЕРОВ ЭЛЕМЕНТОВ
МАССИВ ДЛИН ЭЛЕМЕНТОВ
МАССИВ ЖЕСТКОСТЕЙ ЭЛЕМЕНТОВ
МАТРИЦА ИНДЕКСОВ ЭЛЕМЕНТОВ 1-ГО ТИПА
МАТРИЦА ИНДЕКСОВ ЭЛЕМЕНТОВ 2-ГО ТИПА
P( 1 )= 0 P( 2 )= 357.35 P( 3 )= 0 P( 4 )=-357.35
ВЕКТОР ПЕРЕМЕЩЕНИЙ:
V(1)=-6.826617E-03 V(2)= 1.643887E-03 V(3)= 6.826617E-03 V(4)=-1.643887E-03
ЭЛEMEHТ- 1. QH= 28.34475 QK= -28.34475 MH= 152.85591 MK= 232.63277
ЭЛEMEHТ- 2. QH= -28.34475 QK= 28.34475 MH=-152.85591 MK=-232.63277
ЭЛEMEНТ- 3. QH= 28.34475 MH= 124.71716 QK= -28.34475
ЭЛEMEНТ- 4. QH= -28.34474 MH=-124.71712 QK= 28.34474
P( 1 )= 0 P( 2 )= 215.25 P( 3 )= 0 P( 4 )=-215.25
V(1)=-4.112016E-03 V(2)= 9.901964E-04 V(3)= 4.112018E-03 V(4)=-9.901961E-04
ЭЛEMEHТ- 1. QH= 17.07348 QK= -17.07348 MH= 92.07285 MK= 140.12650
ЭЛEMEHТ- 2. QH= -17.07348 QK= 17.07348 MH= -92.07285 MK=-140.12650
ЭЛEMEНТ- 3. QH= 17.07345 MH= 75.12338 QK= -17.07345
ЭЛEMEНТ- 4. QH= -17.07347 MH= -75.12341 QK= 17.07347
P( 1 )= 52.35 P( 2 )= 13.78 P( 3 )= 39.3 P( 4 )= 10.37
V(1)= .2220108 V(2)= 2.565108E-02 V(3)= .2208577 V(4)= .0258847
ЭЛEMEHТ- 1. QH= -74.90907 QK= 74.90907 MH=%-1131.79773 MK= 113.03416
ЭЛEMEHТ- 2. QH= -70.59287 QK= 70.59287 MH=%-1108.11621 MK= 148.05284
ЭЛEMEНТ- 3. QH= -22.55740 MH= -99.25205 QK= 22.55740
ЭЛEMEНТ- 4. QH= -31.29178 MH=-137.68173 QK= 31.29178
P( 1 )= 0 P( 2 )=-2731.4 P( 3 )= 0 P( 4 )= 907.92
V(1)=-.2207488 V(2)=-4.594579E-02 V(3)=-.2902723 V(4)=-2.920413E-02
ЭЛEMEHТ- 1. QH=-144.33292 QK= 144.33292 MH= 133.39725 MK=%-2096.32471
ЭЛEMEHТ- 2. QH= 144.33539 QK=-144.33539 MH=1690.11023 MK= 272.85083
ЭЛEMEНТ- 3. QH=-144.33478 MH=-635.07794 QK= 144.33478
ЭЛEMEНТ- 4. QH= 144.33319 MH= 635.07050 QK=-144.33319
P( 1 )= 100.32 P( 2 )= 0 P( 3 )= 0 P( 4 )= 0
V(1)= .1321337 V(2)= 1.309886E-02 V(3)= .1227683 V(4)= 1.501532E-02
ЭЛEMEHТ- 1. QH= -67.79025 QK= 67.79025 MH=-778.81366 MK=-143.13379
ЭЛEMEHТ- 2. QH= -32.53084 QK= 32.53084 MH=-585.55200 MK= 143.13243
ЭЛEMEНТ- 3. QH= 32.53046 MH= 143.13188 QK= -32.53046
ЭЛEMEНТ- 4. QH= -32.53009 MH=-143.13374 QK= 32.53009
Эпюры усилий в раме от:
Таблица расчётных усилий в колонне Таблица 2
Расчет стропильной фермы
Стропильная ферма выглядит следующим образом:
Рис.6 Стропильная ферма
1. Сбор нагрузок на ферму
qкр = (qкр – n·qф) γн = (312 – 105·01)095 = 286 кПа
Fа =Fв= F0+F1+F2+F3+F4 =5148+10296+10296+12747+15957=54444 (кН)
Первый вариант снеговой нагрузки
С2 = 1 + 01(аb) = 1 + 01(129) = 113
p = p0 · n · c · γн = 1.8 · 14 · с · 095 = 2.4 с
F0=p*b*d2=2.4*12*113*15=488 кН
F1=F2=p*b*d=2.4*12*3*113= 976кН
F3=p*b*d2+p*b*d2=2.4*113*12*15+2.4*08*12*15=834 кН
F4=p*b*1.5d=24*08*12*15*3=10368 кН
FA=FB=F0+F1+F2+F3+F4= 488+976+976+834+10368=4311кН
Рис.7 Схема загружения снеговой нагрузкой (1-ый вариант)
Второй вариант снеговой нагрузки
С3 = 1 + 06(аhф) = 1 + 06(12225) =42
С4 = 1 + 04(аhф) = 1 + 04(12225) =313
p = p0 · n · c · γн = 18 · 14 · с · 095 = 24 с
F0=p*b*d2=24*12*113*15=488 кН
F1=p*b*d=24*12*3*113=976 кН
F2=p*b*(05*3+075)+p*0.75*b=24*12*(05*3+075)+24*075*12*42=15552 кН
F3=p*b*d2=42*24*12*3*1132=20503 кН
F6=p*b*d=24*12*313*15=1352кН
F7=p*b*075+p*b*(0.5d+0.75)=3.13*24*12*0.75+24*12*(1.5+0.75)=1324кН
F9=p*b*d2=24*12*1.5=432кН
F8=p*b*d=24*12*3=864 кН
FA=F0+F1+F2+F3= 488+976+15552+20503=50695кН
FB=F6+F7+F8+F9= 1352+1324+864+432=3972кН
Рис.8 Схема загружения снеговой нагрузкой (2-ой вариант)
Усилия в стержнях фермы определили с помощью программного комплекса SCAD. Все полученные усилия сводим в таблицу.
Общие характеристики
Группа конструкции по таблице 50* СНиП: 4
Сталь: C285 - лист 10-20 мм
Расчетное сопротивление стали Ry= 24 кНсм2
Коэффициент надежности по ответственности 115
При подборе и проверке элементов ферм приняты следующие значения коэффициента условий работы:
- поясов опорных раскосов растянутых элементов решетки сжатых элементов решетки крестового сечения - 0.95
- сжатых элементов решетки таврового сечения при гибкости их больше 60 - 0.8
Пролет фермы L = 300 м
Высота фермы H = 315 м
Количество панелей верхнего пояса 10
Загружение 1 - Постоянное
Пояс к которому приложена нагрузка: верхний
Загружение 2 - Снеговое
Загружение 3 - Снеговое
Усилия в элементах фермы
(Значения усилий приведены в кН)
Элементы верхнего пояса
Элементы нижнего пояса
Элементы опорных раскосов
Элементы опорных стоек
Таблица расчетных усилий в стержнях фермы
2 Подбор сечений в стержнях фермы
Расчетная длина нижнего пояса в плоскости фермы равна расстоянию между узлами фермы из плоскости фермы расстоянию между связями по нижнему поясу. Расчетная длина верхнего пояса в плоскости фермы равна расстоянию между узлами фермы из плоскости расстоянию между опорами покрытия. Расчетная длина стоек и раскосов из плоскости фермы равна расстоянию между узлами в плоскости фермы равна 08 от расстояния между узлами. Расчетная длина опорного раскоса в плоскости фермы равна половине длины стержня. Расчетная длина опорного раскоса из плоскости равна длине стержня.
Сечения подбираем по формулам центрального сжатия или растяжения.
Для – В-2 В-3– N = -156984 кН. Требуемая площадь сечения уголков при φ = 0686 и γ = 08 составит
Из сортамента находим равнополочные уголки 200×16 А = 6198·2 =12396 см2.
Тогда радиусы инерции сечения верхнего пояса равны:
По таблице находим φx = 0857 см φy = 0915.
Производим проверку:
Для – В-4 В-5 В-6 В-7– N = -217842 кН. Требуемая площадь сечения уголков при φ = 0686 и γ = 08 составит
Из сортамента находим равнополочные уголки 200×25 А = 9429·2 =18858 см2.
По таблице находим φx = 0854 см φy = 0921.
Для – В-8 В-9– N = -148381 кН. Требуемая площадь сечения уголков при φ = 0686 и γ = 08 составит
Для – В-1 В-10 – N = 0 кН сечение принимаем конструктивно 50×5.
Для – Н-11 – N = 88044 кН. Требуемая площадь сечения уголков при γ = 095 составит
Из сортамента находим равнополочные уголки 125×8 А =1969·2 = 3938 см2.
Тогда радиусы инерции сечения нижнего пояса равны: i
Для – Н-12 – N = 20131 кН.
Требуемая площадь сечения уголков при γ = 095 составит
Из сортамента находим равнополочные уголки 160×16 А =4907·2 = 9814 см2.
Тогда радиусы инерции сечения нижнего пояса равны: i
Для – Н-13 – N = 217843 кН.
Для – Н-14 – N = 192771 кН.
Для – Н-15 – N = 8336 кН.
Для – Р-16– N = -99964 кН. Требуемая площадь сечения уголков при φ = 0542 и γ= 08 составит
Из сортамента находим равнополочные уголки 200×13 А = 5085·2 =1017 см2.
lx=√32+3152 05=2175м
По таблице находим φx = 0915 см φy = 08515.
Для – Р-17–Р-22 N = 65474 кН. Требуемая площадь сечения уголков при γ = 095 составит
Из сортамента находим равнополочные уголки 140×12 А = 3249·2 = 6498 см2.
Тогда радиусы инерции сечения раскосов равны: i
По таблице находим φx = 0849 см φy = 0748.
Для – Р-18 Р-21– N = -36354 кН. Требуемая площадь сечения уголков при φ = 0542 и γ= 08 составит
Из сортамента находим равнополочные уголки 125×8 А = 1969·2 =3938 см2.
По таблице находим φx = 0823 см φy = 0675.
Для – Р-19 Р-20– N = 3687 кН. Требуемая площадь сечения уголков при φ = 0542 и γ= 08 составит
Принимаем конструктивно 50×5 А = 48·2 =96 см2.
Для – Р-23– N = 9450 кН. Требуемая площадь сечения уголков при φ = 0542 и γ= 08 составит
Из сортамента находим равнополочные уголки 200×12 А = 4710·2 =942 см2.
По таблице находим φx = 09125 см φy = 08153.
Для – Ро-30-Ро-33– N = 127663 кН. Требуемая площадь сечения уголков при φ = 0542 и γ= 08 составит
По таблице находим φx = 07945 см φy = 09468.
Для – Ро-31 – Ро-32– N = 127663 кН. Требуемая площадь сечения уголков при φ = 0542 и γ= 08 составит
По таблице находим φx = 0911 см φy = 0853.
Для – С-24 – N = -2585кН. Требуемая площадь сечения уголков при φ = 0542 и γ = 08 составит
Из сортамента находим равнополочные уголки 90×8 А = 1393·2 = 2786см2.
Тогда радиусы инерции сечения стоек равны: i
По таблице находим φx = 06029 см φy = 0787.
Для – С-25- С-26– N = -26325 кН. Требуемая площадь сечения уголков при φ = 0542 и γ = 08 составит
Для – С-27– N = 23538 кН. Требуемая площадь сечения уголков при φ = 0542 и γ = 08 составит
Для – Со-28-Со-29– N = -10028 кН. Требуемая площадь сечения уголков при φ = 0542 и γ = 08 составит
Результаты расчета сводим в таблицу
3. Расчет узлов фермы
При расчете узлов фермы определяют размеры сварных швов и назначают габариты фасонок с таким расчетом чтобы на них размещались все сварные швы стержней.
Действующее в узле усилие передается на обушок и перо не одинаково. Для равнополочных уголков на обушок приходятся 07N а на перо 03N.
Таким образом длина сварного шва определяется:
где N – усилие в стержне (продольное);
f – коэффициент учитывающий качество и способ сварки (07);
kf –катет шва (по наименьшей толщине свариваемых элементов);
Rwf – расчетное сопротивление сварного шва (18 кНсм2)
γс – коэффициент условий работы (095).
Для нижнего пояса находим катет сварного шва т.к. N = N1 – F = постоянная + снеговая наибольшая.
Толщина фасонки 18 мм.
Рассчитаем прикрепление опорного раскоса 31 расчетное усилие N31 = -127663 кН сечение из 2200×16; сварка ручная.
Принимаем толщину шва у обушка kоб = 20 мм а у пера kпер= 16 мм; вычисляем длины швов:
Конструктивно с учетом добавления 1-2 см на непровар шва по концам принимаем
lоб =187+13 = 20 см:
конструктивно принимаем lwр = 10+10 = 11 см.
Для крепления нижнего пояса 11 (2125×8) к фасонке при kоб = 10 мм и kпер = 8 мм конструктивные длины сварных швов будут:
Опорное давление: Fф= -141271 (кН).
F-опорная реакция фермы;
Rcм=336 МПа – расчётное сопротивление стали смятию.
Принимаем по конструктивным соображениям фланец =4 см l=12 см
F = 10298+ 976 = 20058 кН
Для крепления к фасонке раскоса 16 состоящего из 2200×13 при N17 = 9996 кН принимаем kоб= 12 мм и kпер= 10 мм и рассчитываем длину сварных швов:
Раскос 31 приваривают швами lоб= 20 мм и lпер= 10 мм вычисленными по опорному узлу А.
Крепление к фасонке стержней пояса 1 и 2: N = N1 – N2 = 156984 кН; расчетная длина швов: требуемую толщину сварных швов с учетом узловой нагрузки F = 20058 кН:
Принято у обушка kоб = 14 мм и у пера kпер = 12 мм.
Определяем крепление к фасонке стержней 12 и 11. Расчетное усилие:
N = N12 – N11 = 20131 –88044 = 113266 кН.
Принято конструктивно по длине фасонки lоб= lпер= 90 см.
Принято у обушка kоб = 12 мм и у пера kпер = 10 мм.
Для крепления к фасонке раскоса 17 состоящего из 2140×12 при N17 = 65474 кН принимаем kоб= 12 мм и kпер= 10 мм и рассчитываем длину сварных швов:
Раскос 16 приваривают швами lоб= 26 мм и lпер= 14 мм вычисленными по узлу В.
Рассчитаем прикрепление стойки 24 расчетное усилие N24 = 2585 кН сечение из 290×8. Принимаем толщину шва у обушка kоб= 10 мм а у пера kпер = 8 мм; вычисляем длины швов:
Расчет сварных угловых швов в узлах фермы
Конструктивная длина шва см
Требуется подобрать сечение сплошной верхней и сквозной нижней частей колонны одноэтажного производственного здания (ригель имеет шарнирное сопряжение с колонной).
Для верхней части колонны сечение 2-2:
N=+140215 (кН) ; M=-32784(кН*м)
Для нижней части колонны (сечение 3-34-4)
N1= +11452(кН); M1=-46203 (кН*м) (изгибающий момент догружает подкрановую ветвь);
N2= +379874 (кН) М2= +87186(кН*м) (изгибающий момент догружает наружную ветвь) ; Qmax=-2862 кН.
Соотношение жесткостей верхней и нижней частей колонны IнIв=6;
Материал колонны – сталь С235 R=23 кНсм2;
1.2.Определение расчетной длины колонны
Расчетные длины верхней и нижней частей колонны определяются по формулам
lxН=m1*lН и lxВ=m2*lВ.
т.к. НвНн=lвlн=444136=033
=NнNв=379874140215=27
n = JвlнJнlв = 1*136(6*44)= 051
В однопролетной раме с шарнирным сопряжения ригеля с колонной
=16 m2=m1α1=1646 =035
Таким образом расчетные длины участков колонны:
в плоскости действия момента
lxВ=m2*lВ=0.35*44=154 (м) – для верхней части колонны.
из плоскости действия момента
lуВ= Нв-hб=44-18=26 (м) – для верхней части колонны.
1.3.Подбор сечения верхней части колонны
Сечение верхней части колонны принимаем в виде сварного двутавра высотой hВ =450 мм из стали марки С235 с расчетным сопротивлением R = 230 МПа. Определим требуемую площадь поперечного сечения.
Для симметричного двутавра:
ρХ 035h = 035*45= 15.75(см) – ориентировочный радиус сопротивления;
- условная гибкость стержня
Значение коэффициента влияния формы сечения при АПАСТ = 1 и 01m5 принимаем =(19-01·15)-002· (6-15) ·027=17
Найдем приведенный эксцентриситет по формуле:
m1X = ·mX = 17*15 =255
Тогда прих=027 и m1х=255 φвн=06175
1.4.Компоновка сечения
Высота стенки hст=hв-2*tп=100-2*14=972 cм (принимаем предварительно толщину полок tп=14 см).
Из условия местной устойчивости:
tCT≥2.47 см. Поскольку сечение с такой толстой стенкой неэкономично принимаем tст=08см (hстtст=80 120).
Включаем в расчетную площадь сечения колонны два крайних участка стенки шириной по а=.
Требуемая площадь полки:
Из условия устойчивости верхней части колонны из плоскости действия момента ширина полки:
bn≥lyВ20 bn≥26020=130(см)
Из условия местной устойчивости полки по формуле
bсвtп≤(036+01)=(036+01*027) =117
где bсв=(bп-tст)2=(25-0.8)2=121
Принимаем bn=25 см tп=14 см
1.5 Геометрические характеристики сечения
Полная площадь сечения
А0= 2*bn *tп +h ст *t ст
А0=2*25*14+972*08=14776 (см2)
Расчетная площадь сечения с учетом только устойчивой части стенки:
А= 2*bn *tп +2*а*t ст
А=2*25*14+2*08*2055=10288 (см2)
Момент инерции относительно оси х:
Момент инерции относительно оси у:
Момент сопротивления:
Wx= Jx ymax =2313563 50=462713 (см3)
Полярный момент инерции:
WxA0=462713 14776=3132 (см)
Радиус инерции относительно х:
Радиус инерции относительно у:
1.6 Проверка устойчивости верхней части колонны
в плоскости действия момента
λх= lxВix=1543962=39
Относительный эксцентриситет:
mx=exrx =M(N*rx)=32784 (140215*3132)=075
АПАСТ =14*2508*972=0.45
Значение коэффициента влияния формы сечения при АПАСТ=0.45 01m5 и 5 = (175 -01* 075)-002 *(5-075) *072 =16
Приведенный эксцентриситет m1X = ·mX = 16*075=12
Коэффициент для проверки устойчивости внецентренно - сжатых стержней
Недонапряжение получилось больше 10 % в виду высокой верхней части колонны. Если принять меньшие размеры то не обеспечивается площадь полок.
1.7 Проверка устойчивость верхней части колонны
из плоскости действия момента
lу= lувiу=260497 = 523 jу=0962
Для определения mх найдем максимальный момент в средней трети расчетной длины стержня.
mх = Мх 13 (N*ρх) = 10928(140215*3132) = 0255
коэффициент c определяется по формуле:
=1; α=065+005*mх=065+005*025 =07 – коэффициенты определяются из уч. под ред. Беленя прил. 11
с- коэффициент учитывающий влияние момента mх при изгибно-крутильной форме потери устойчивости.
s =N(cφA) = 140215(07*0962 *10288)= 2023 кНсм2 R*γ=2185 кНсм2.
2 Подбор сечения нижней части колонны
Расчетные усилия для нижней части колонны:
N1= +11452 (кН); M1=-46203 (кН*м) (изгибающий момент догружает подкрановую ветвь);
N2= +379874 (кН)М2= +87186 (кН*м) (изгибающий момент догружает наружную ветвь) ; Qmax=-2862 кН.
Сечение нижней части колонны сквозное состоящее из двух ветвей соединенных решеткой. Высота сечения hн=2000 мм. Подкрановую ветвь колонны принимаем из двутавра наружную – из составного швеллера. Определим ориентировочное положение центра тяжести.
Принимаем z0=5 см; h0=200 – 5= 195 (см).
y2=h0-y1=195-1275= 675 (см).
у – расстояние от центра тяжести двутавра до центра тяжести всего сечения.
Определим продольные усилия в каждой ветви колонны по формуле:
Nв1=N1*( y2h0)+М1h0
Nв2=N2*( y1h0)+М2h0 где
N M-расчетные продольная сила и изгибающий момент;
y1 y2- расстояние от центра тяжести сечения колонны до центра тяжести соответствующих ветвей;
h0=y1+y2- расстояние между центрами тяжести ветвей колонн.
в подкрановой ветви: Nв1=11452*675 195 + 46203195 = 6334 (кН);
в наружной ветви: Nв2=379874 *1275195 +87186195 = 29310(кН).
Определим требуемую площадь ветвей и назначим сечение по формуле:
где φ – коэффициент продольного изгиба зависящий от гибкости.
Для подкрановой ветви задаемся φ=08 R = 23 кНсм2 :
Ав1= 6334(08*23*095)=362 (см2)
По сортаменту подбираем двутавр 45Б I; А в1=746см2 iy1=182 cм
ix1=379 см. h=4454 мм
А в2= Nв2(j*R*γ)=29310(08*23*095) = 1677 (см2)
Атрп=(Ав2-tCT*hCT)2 принимаем tп= 20 мм
А=(1677-14*4454)2=527 (см2)
bn=20*2=40принимаем bn=40 см
Геометрические характеристики сечения
Ав2=4454*14+2*40*2=2224 см2
т.к. z0= (tCT * hCT * tCT 2+ Аn *2*( bn2+ tCT)) Ав2
Jx2= hCT* tCT*( z0 - tCT 2)2+2* tn* bn312+ Аn*2*а2
а = tCT+ bn- z0- bn2=14+40-16-402=54см
Jx2=14*4454*(16-142)2+2*2*40312+30*4*54*54=394294 (см4)
Jу2= tCT* hCT312+ Аn*2*с2
Jу2=14*4454312+40*2*2*542=149741 (см4)
Уточняем положение центра тяжести сечения колонны:
h0=200 – 16=184 (см)
у1=АВ2h0(Aв1+Ав2)=2224 *184(746+2224)= 1378(см)
у2=184-1378=462(см)
в подкрановой ветви: Nв1=11452*462 184 + 46203184 = 5386 (кН);
в наружной ветви: Nв2=379874 *1378184 +87186184 = 33188(кН).
2.2 Проверка устойчивости ветвей
из плоскости рамы (относительно осей y-y)
=Nв1φAв1= 5386072*746 = 100 кНсм2 Rγ=2185 кНсм2
=Nв2φAв2= 331880692*2224= 215кНсм2 R =2185 кНсм2.
Из условия равноустойчивости подкрановой ветви в плоскости и из плоскости рамы определим требуемое расстояние между узлами решетки:
lв1≤ λу1 * ix1=746*379 =2827 (см).
Принимаем lв1=250 см разделив нижнюю часть колонны на целое число панелей (5)
2.3 Проверка устойчивости ветвей
Для подкрановой ветви
=Nв1φх Aв1= 5386 0848*746=85 кНсм2 R*γ =2185 кНсм2
=Nв2φх Aв2= 53860963*2224= 25 кНсм2 R*γ =2185 кНсм2
3.1 Расчет решетки подкрановой части колонны
Поперечная сила в сечении колонны при сочетании нагрузок
Условная поперечная сила Qусл=02*А=02*(746+2224)=594 кН Qmax
Расчет решетки проводим на Qmax.
Усилие в раскосе найдем по формуле:
Nр= Qmax (2sinα)= 28622*0768=1863(кН)
sinα=hнlp=2001502+(2502)2=0768
α=5019° (угол наклона раскоса)
Задаем λр=100; φ = 0555
Требуемая площадь раскоса определяется
Ар.тр=Np(jR γ)= 1863(0555*23*075)=195 см2
γ=075 (сжатый уголок прикрепленный одной полкой).
Ap=228 см2 imin=195 см
lp=1502+(2502)2= 19525(см)
λр=lp imin =19525195=100 j = 0542
Напряжения в раскосе
=NрφAр= 1863(0542*228)=1508 кНсм2 R*γ =1725кНсм2
3.2 Проверка устойчивости колонны
в плоскости действия момента как единого стержня
Геометрические характеристики всего сечения:
А = Ав1+ Ав2= 746+2224= 2970 (см2)
Jx = Ав1y12 + Ав2 y22+ Jx1 +Jу2 = 746*137842+2224*4622 +24690+149741=19317535(см4)
λх= lxнix=1360806=169
Приведенная гибкость:
Ар1=2Ар = 2*228 = 456 см2 – площадь сечения раскоса по двум граням сечения колонны;
Для комбинации усилий догружающих наружную ветвь N2= 33188 (кН)
=N2φвнA= 331880766*2224=195 кНсм2 R =2185 кНсм2.
Для комбинации усилий догружающих подкрановую ветвь
N1= +5386 (кН) М1= -46203 (кН*м).
=N1φвнA=53860953 *746 = 76кНсм2 R =2185 кНсм2.
Устойчивость сквозной колонны как единого стержня из плоскости действия
момента проверять не нужно так как она обеспечена проверкой устойчивости отдельных ветвей.
3.3Расчет и конструирование узла сопряжения
верхней и нижней частей колонны.
Расчетные комбинации усилий в сечение над уступом:
) М=+33302 (кН*м); N= +11452 (кН)
) М=-39544 (кН*м); N= +7147 (кН)
Давление крана Dmax=27314 кН
Прочность стыкового шва (ш1) проверяем по нормальным напряжениям в крайних точках сечения надкрановой части. Площадь шва равна площади колонны.
-я комбинация М и N (сжата наружная полка):
=NA0+MW=1145214776+33302462713=1495 кНсм2Rсв=2185кНсм2
=NA0-MW=1145214776-33302462713=06кНсм2Rсв=2185кНсм2
-я комбинация М и N (сжата внутренняя полка):
=NA0-MW=714714776-39544462713= -37 кНсм2Rсв=2185кНсм2
=NA0+MW=714714776+39544462713= 134кНсм2Rсв=2185кНсм2
Прочность шва обеспечена с большим запасом.
Толщину стенки траверсы определяем из условия смятия от крановой нагрузки:
t ≥ Dmax(lсмRcмтγ)=27314(34*35*1)=23 (см)
Принимаем tтр=25 (см)
Усилие во внутренней полке верхней части колонны (2-ая комбинация)
Nп=N2+Mhв=71472+39544100=7528 (кН)
Длина шва крепления вертикального ребра траверсы к стенке траверсы (ш2)
lш2=Nп4kш(Ryсвγyсв)minγ
Применяем полуавтоматическую сварку в нижнем положении в среде углекислого газа сварочной проволокой марки СВ-08Г2С d=2мм ш=09 с=105 (kш=5мм.) γyшсв=γyссв=1 Ryшсв=215 кНсм2; Ryссв=045*36=162 кНсм2;
шRyшсвγyшсв=09*215=193> с Ryссвγyссв=105*162=17кНсм2;
lш2=75284*08*17*1+1 2=15 (см)
lш2 85kшш=85*09*08=612(см)
В стенке подкрановой ветви делаем прорезь в которую заводим стенку траверсы. Для расчета шва крепления траверсы к подкрановой ветви (ш3) составляем комбинацию усилий в сечении 2-2 дающую наибольшую опорную реакцию траверсы.
Такой комбинацией будет сочетание N= +140215 (кН)М=--32784 (кН*м).
F=Nhв2hн-Mhн+Dmax09=140215*100(2*200)+32784200+27314*09=29727(кН)
Требуемая длина шва:
lш3 = F4kш(Ryсвγyсв)minγ=297274*08*17*1+1 2=56 (см).
lш3 85kшш=85*09*08=612 (см)
Из условия прочности стенки подкрановой ветви в месте крепления траверсы определяем высоту траверсы hтр по формуле:
hтр≥F2tст.вRсрγ=297272*11*12*1=1129 (см)
где tст.в=11 см – толщина стенки двутавра ;
Rср – расчетное сопротивление срезу фасонного проката из стали С235.
Rср=058 Ry=058*23=13 кНсм2 - .
Принимаем hтр=120см
Расчет и конструирование базы колонны
Ширина нижней части колонны (hн =20м) равно 20 м поэтому проектируем базу раздельного типа.
Расчетные комбинации усилий в нижнем сечении колонны(сечение 4 - 4)
N1= +35236(кН); M1=-110956 (кН*м) (изгибающий момент догружает подкрановую ветвь);
N2= +10673 (кН) М2= +12141(кН*м) (изгибающий момент догружает наружную ветвь) ;Определим усилия в ветвях колонны:
в подкрановой ветви: Nв1=35236*462 195 + 110956195 = 1404 (кН);
в наружной ветви: Nв2=10673 *1378195 +121410195 = 1377 (кН).
1. База наружной ветви
Требуемая площадь опорной плиты:
Атр.= Nв2 Rф=1377102=1350(см2 );
Rф=γRб=12*085=102 кНсм2
Rб=085кНсм2 (бетон В15).
По конструктивным соображениям свес плиты с2 должен быть не менее 4см. Тогда В≥bк+2с2=40+2*4=48 (см) принимаем В=50 см;
Lтр= Атр.В=1350 50=27 (см) принимаем L=60 (см).
Аф=В*L= 50*60=3000 ( см2)
Среднее напряжение в бетоне под плитой
ф=Nв2 Аф.= 13773000=05 (кНсм2) ≤ Rф=102 кНсм2
Расстояние между траверсами в свету:
а=2*(вп+tст-z0)=2*(40+14-16)=508 (см)
При толщине траверсы 58 мм с1=(60-508-2*58)2=12 (см)
Определим изгибающие моменты на отдельных участках плиты
участок1 (консольный свес с= с1=12 (см))
М1=ф с122=05 *1222=036 (кН*см);
участок 2 (консольный свес с=с2=4 см)
М2=05*422= 40 (кН*см)
участок 3 (плита опертая на 4 стороны ва=423668=11 ( α=0055))
М3= αфа2=0055*05*36682=370(кН*см)
участок 4 (плитаопертая на 4 стороны ва=42116=362( α=0125))
М4= α фа2=0125*05*1162=891 ( кН*см)
Принимаем для расчета
Требуемая толщина плиты:tпл= 6МmaxR=6*37 205=33 (см)
R=205МПа для стали Вст3кп2 толщиной 21-40мм
Принимаем два листа tпл=55 мм (2 мм – припуск на фрезеровку)
Высоту траверсы определяем из условия размещения шва крепления траверсы к ветви колонны. В запас прочности все усилия в ветви передаем на траверсы через четыре угловых шва. Сварка полуавтоматическая проволокой марки Св-08Г2С d=2мм; kш=9 мм.
Требуемая длина шва определяется по формуле
lштр = Nв24kш(Ryсвγyсв)minγ=13774*09*17+1 2=24см .
lш 85kшш=85*09*09=69
Принимаем hтр=30 см.
Крепление траверсы к плите принимаем угловыми швами kш=12 мм.
ш=Nв2kш Σlш. (Ryсвγyсв)minγ =137712*1422 =81 17 (кНсм2).
Швы удовлетворяют требованиям прочности.
2.База подкрановой ветви
Требуемая площадь плиты
А.тр.= Nв1Rф=1404 102=13765 (см2 );
Rф=γRб=12*085 =102 кНсм2
Rб=085 кНсм2 (бетон В15).
С2=4 В≥bк+2с2=40+2*4=48 (см) принимаем В=50 см;
Атр=1376550=275 принимаем 30 см
Апл.ф =50*30=1500 см2
С1 =(30-12-12-12)2=78 см
Рассчитываем напряжение под плитой базы:
ф=NвАпл.= 1404 1500=0936 (кНсм2) ≤ Rф=102 кНсм2
Конструируем базу колонны с траверсами толщиной 12мм приваривая их к полкам колонны и к плите угловыми швами.
Определим изгибающие моменты на отдельных участках плиты:
М1=фс22=08*78 22=2434 кНсм
М2= фа22 = 08*422= 64 (кН*см)
М3= αфа2=0125*08*7442=51 (кН*см)
Принимаем для расчета Мmax=М1= 2434 (кН*см)
Требуемая толщина плиты:
tпл=6МmaxR=6*2434205=27 см
R=205МПа для стали Вст3кп2 толщиной 21-40мм
Принимаем tпл=28 мм (2 мм – припуск на фрезеровку).
Сварка полуавтоматическая проволокой марки Св-08Г2С d=2мм; kш=9 мм.
Толщину траверс принимаем tтр=12 см
высота lштр = Nв14kш(Ryсвγyсв)minγ=14044*08*17+1..2=25 см . Принимаем hтр=250 см.
Крепление траверсы к плите принимаем угловыми швами kш=9 мм.
ш=Nв1kш Σlш. (Ryсвγyсв)minγ
=140409*1322=11817 (кНсм2).
3.Расчет анкерных болтов
Расчет анкерных болтов крепления подкрановой ветви:
Расчетные комбинации усилий в нижнем сечении колонны (сечение 4 - 4):
М=3239 (кНм) N=63762 (кН).
Требуемая площадь нетто сечения анкерных болтов определяют по формуле:
а – расстояние от оси колонны до середины опорной плиты подкрановой ветви
у – расстояние между осями подкрановой и наружной ветви
Rба – расчетное сопротивление растяжению анкерных болтов из стали марки 09Г2С Rба=175 кНсм2.
Аб=(323900-63762*268)13694*175=1280(см2).
Площадь поверхности сечения одного болта:
Аб1= Аб4 =12804 =32(см2).
По ГОСТ 24379.0-80 находим диаметр 48 мм расчетная площадь сечения нетто Аб1нт= 1809 см2. Длина заделки болта в бетон должна быть 15 м при отсутствии опорной шайбы или 07 м при ее наличии.
Расчет анкерных болтов крепления наружной ветви:
ГОСТ 24379.0-80 Болты фундаментные.
СП 20.13330.2011 Нагрузки и воздействия.
Беленя Е.И. Балдин В.А. Ведеников Г.С. и др. Металлические конструкции. – 6-е изд. М.: Стройиздат 1985.
Мандриков А.П. Лялин И.М. Примеры расчета металлических конструкций. – М.: Стройиздат 1982.
Справочник проектировщика. Металлические конструкции том 1 2 М. 1998г.; том 3 М. 1999г.
Золина Т.В. Учебно-методическое пособие по выполнению курсового проекта для студентов IV курса специальности 290300 «Промышленное и гражданское строительство». – Астрахань: АИСИ 2004.

MK.dwg

по верхним поясам ферм по нижним поясам ферм
Схема вертикальных связей между колоннами и фермами
планки ГОСТ 24741-81
заводской сварной шов
монтажный сварной шов
длина и катет сварного углового шва
Спецификация стальных элементов
каркаса одноэтажного
промышленного здания
0х10 260 30 ГОСТ 8239-89
Защитный слой из битумной мастики с
втопленным гравием h=10мм
Гидроизоляционный ковер
Утеплитель пенопласт
Металлические конструкции шатра
Стальной каркас одноэтажного промышленного здания
Металлические конструкции и сварка
Металлические конструкции
одноэтажного промышленного здания
Стропильная ферма СФ-1
Разрез колонны К-1 М 1:20
Условные обозначения