МК Одноэтажного промышленного здания 144 х 30 м

Чертёж.cdw

Конструктивная схема приведена для шага поперечных рам 6м;
нормативная снеговая нагрузка для района IV - 2
нормативная ветровая нагрузка для района I - 0
Материал конструкций: сталь поясов
раскосов стропильной фермы С245
С245 по ГОСТ 27772-88;
Крепление металлоконструкций производить на болтах класса точности В
класса прочности 5.6
Анкерные болты диаметром 18 мм из стали 092ГС-4(по ГОСТ 19281)
сопротивлением 230 МПа (по ГОСТ 19281-73) и нормальной
Заводскую автоматическую сварку производить в среде углекислого газа (по ГОСТ 8050-85) сварочной
проволокой СВ-08Г2С (по ГОСТ 2246-70)
монтажную ручную сварку - электродами Э42 (по ГОСТ 9467-75);
Основные нормы на изготовление конструкций - СП 70.13330.2012;
Основные нормы по расчету конструкций - СП 16.13330.2017
Техноэласт с посыпкой 2 слоя
Минераловатные плиты РУФ БАТТС 40
Профнастил Н60-845-0
ННГАСУ-08.03.01-2021
Одноэтажное промышленное здание
схема связей по верхним и нижним
поясам стропильных ферм
Техническая спецификация стали
Масса металла по эл-там констр
Профнастил С44-1000-0
Схема связей по верхним поясам стропильных ферм
Схема связей по нижним поясам стропильных ферм
Расчетная схема поперечной рамы

Записка.docx

Федеральное агентство по образованию
государственное образовательное учреждение
высшего профессионального обучения
Нижегородский государственный архитектурно - строительный университет
Кафедра металлических конструкций
ПОЯСНИТЕЛЬНАЯ ЗАПИСКА
К курсовому проекту
на тему: «Стальной каркас одноэтажного промышленного здания»
Задание на курсовую работу и исходные данные3
Компоновка каркаса.4
Статистический расчёт рамы19
Расчётные сочетания усилий27
Конструктивный расчет колонны30
2 Определение расчётных длин колонн30
3 Подбор сечения верхней части колонны31
4 Подбор сечения нижней части колонны33
5 Расчёт и конструирование узла сопряжения верхней и нижней частей колонны38
6 Расчёт и конструирование базы колонны43
Задание на курсовую работу и исходные данные
Запроектировать несущие конструкции стального каркаса одноэтажного промышленного здания при следующих исходных данных:
здание однопролетное без фонаря отапливаемое;
класс ответственности 2-й;
кровля легкая по прогонам;
стеновое ограждение самонесущее;
крановое оборудование – мостовой электрический кран по ГОСТ 6711-81 грузоподъемностью 30 т;
режим работы мостовых кранов – 4К-6К;
пролет здания –30 м;
длина здания – 144 м;
отметка головки рельса – 1345 м;
высота до низа конструкции H=154 м;
класс бетона B125 (;
монтаж производится на болтах и сварке.
Габаритная высота мостового крана по ГОСТ 6711-81 Hc=2750 мм.
HCOM≥HC+100+f=2750+100+300=3150 мм
f=300мм - зазор учитывающий прогиб конструкций покрытия;
- конструктивный зазор.
H0 = Hт+ Hв=11050+3150=14200 мм принимаем H0 =14400 мм.
Длина верхней части колонны (от уступа до низа ригеля):
H2=hcв+20 мм+hra+HCOM=750+20+120+3150=4040 мм
hcв=(17 110)Bfr(при шаге ферм 6 м).
hra =120 мм - высота рельса КР-70 принимается по ГОСТ.
При заглублении базы на 1000 мм ниже отметки чистого пола:
H1= H0-H2+1000=14400-4040+1000=11360 мм
Не полная высота колонны:
H= H1+ H2=11360+4040=15400 мм
Htot=H+Hrt= 18100+ 2250= 20350мм
- высота фермы на опоре (в обушках уголков)
Для обеспечения поперечной жесткости каркаса высота поперечного сечения колонн ориентировочно должна быть:
Принимаем: ; привязка .
Расстояние от разбивочной оси ряда колонн до оси подкрановой балки должно удовлетворять условию:
где - вылет концевой балки за пределы оси рельса;
- конструктивный зазор между торцом мостового крана и внутренней плоскостью колонны.
Рисунок 1.1 Компановка поперечной рамы
Настил подбирается исходя из предельной равномерно распределённой нагрузки и расчётной схемы профилированных листов по ГОСТ 24045-94. Шаг листов настила составляет 3 м.
Принимаем трёхпролётную расчётную схему. Производим сбор нагрузок на настил в табл.2.1:
Таблица 2.1 – Определение нагрузки на профилированный настил
Тип и состав покрытия
Нормативное значение
слоя техноэласта с посыпкой
Утеплитель – минераловатные плиты РУФ БАТТС толщина t=130 мм=013 м; γ=160 кгм3
Пароизоляция – 1 слой изопласта
Принимаем настил С44-1000-07 с несущей способностью для трёх пролётной схемы 264кНм2 вес настила 0074 кНм2.
На прогон покрытия действует нагрузка от веса покрытия и веса снегового покрова. Постоянная нагрузка от веса покрытия приведена в таблице 3.1.
Таблица 3.1 –Состав покрытия
Гидроизоляция 2слоя техноэласта с посыпкой
Профнастил С44-1000-07
Нормативная линейная нагрузка от веса покрытия на прогон определяется по формуле:
– нормативная нагрузка от веса покрытия
Расчетная линейная нагрузка от веса покрытия на прогон определяется по формуле:
где – расчетная нагрузка от веса покрытия .
Нормативная линейная нагрузка от веса снегового покрова на прогон определяется по формуле:
Расчетная линейная нагрузка от веса снегового покрова на прогон определяется по формуле:
Суммарная нормативная нагрузка на прогон составляет:
где – нормативное значение веса 1 п.м. прогона (принимаем
Суммарная расчетная нагрузка на прогон составляет:
– расчетное значение веса 1 м. прогона (принимаем =042кНм
5 – коэффициент перехода от нормативного значения к расчетному).
В общем случае прогоны расположенные на скате кровли работают на изгиб в двух плоскостях.
qx = 73281 * cos(1146o) = 73266 кНм
qy = 73281 * sin(1146o) = 01466 кНм
Расчётные моменты от составляющих qx и qy равны
Максимальные расчётные усилия в прогоне:
где l=6 м– шаг ферм.
Для климатического района с t>-45°С подбираем сталь для прогона. Прогоны относятся к 3-ой группе конструкций (Приложение В[1]) согласно таблице В.1 [1] для отапливаемого здания принимаем сталь С245 Ry=240 МПа.
Предельные относительные прогибы для балок принимаются в зависимости от величины пролета по таблице Е.1 [ 2 ]. При l= 6 м:
fu= l200=6200=003 м=30 см.
Требуемый момент сопротивления из условия обеспечения прочности по нормальным напряжениям:
где γс =1 коэффициент условий работы (табл. 1 [1]);
Ry=24 кНм – расчетное сопротивление стали растяжению сжатию и изгибу по пределу текучести.
Требуемый момент инерции сечения прогонов из условия обеспечения жесткости находим по формуле:
По сортаменту (ГОСТ 8240-97) подбираем швеллер №22 геометрические характеристики которого:
-высота сечения h = 2200 мм
-толщина стенки tw = 54 мм
-ширина полки bf= 820 мм
-толщина полки tf= 95 мм
-площадь сеченияА= 267 см2
-статический момент Sx=1100 см3
-момент инерцииIх = 2110 см4
-момент сопротивления Wх = 192 см3
Масса профиля g = 210 кгм.
Определяем прогиб балки в середине пролёта:
Касательные напряжения в опорном сечении балки:
где Rs = 058·Ry = 058240 = 1392 МПа;
При изгибе в двух плоскостях проверку выполняют по формуле:
Уточняем нагрузку (после того как подобрали швеллер)
qx = 71076 * cos(1146o) = 71062 кНм
qy = 71076 * sin(1146o) = 01422 кНм
Определяется прогиб балки в середине пролёта
Касательные напряжения в опорном сечении балки проверяем по формуле:
При изгибе в двух плоскостях проверку выполняем по формуле:
Нагрузка от веса покрытия включает в себя нагрузку от веса кровли профилированного настила и прогонов а также от веса конструкции шатра.
Для удобства расчетов сведем все нагрузки в таблицу 4.1.
Таблица 4.1 – Определение постоянной нагрузки на ферму
Нормативная нагрузка gan кНм2
Гидроизоляция 2 слоя техноэласта с посыпкой
Утеплитель – минераловатные плиты РУФ БАТТС толщина t=130 мм=013м; γ=160 кгм3
Пароизоляция – 1 слой
Профнастил C44-1000-07
Сплошные прогоны l=6 м [№22по ГОСТ 8240-97
Собственный вес ферм и связей покрытия
Расчётная нагрузка от собственного веса покрытия на 1 пог. м. ригеля
– коэффициент надежности по ответственности.
Постоянная нагрузка на колонны
Расчетная нагрузка от собственного веса покрытия на колонны рамы
G1g= 05qa L = 053967230= 59508 кН.
Расчётную нагрузку от веса стенового заполнения не учитываем т.к. по заданию приняты самонесущие стены передающие свой вес на фундаментные балки.
Расчетный вес колонны:
Верхняя часть (20%):
F2=GB=10105 0.2 04(6302)=756 кН
F1=Gн=10105 0804 (6302)= 3024 кН
Sg=20кНм2- расчетное значение веса снегового покрова на 1м2.
Нормативное значение снеговой нагрузки:
Коэффициент перехода от веса снегового покрова на уровне земли к снеговой нагрузке на покрытие =1
-коэффициент учитывающий снос снега с покрытий зданий находящийся по формуле:
Где: b= 24 -пролет; k = 0867
ct= 1 –термический коэффициент
Линейная расчетная нагрузка на ригель рамы:
Расчетная нагрузка на колонну рамы от снега:
Fs=05qsL=0.51276830 = 19152 кН.
Расчетная нагрузка на раму с наветренной стороны определяется по формуле:
Где =14 – коэффициент по ветровой нагрузке.
кН - нормативное значение средней составляющей ветровой нагрузки на высоте z над поверхностью земли следует определять по формуле:
Где w0 = 023— нормативное значение ветрового давления для I ветрового района (табл. 11.1.4 [2]);
Низ фермы: H – hв = H – 1 м = 154 – 1 = 144 м
Верх здания: H – hв + hrt + 12 м = 154 -1 + 3150 + 12 = 1875 м
k(ze) - коэффициент учитывающий изменение ветрового давления для высоты ze(см. 11.1.5 и 11.1.6 [2]);
Поправочные коэффициенты учитывающие изменение ветрового давления по высоте для типа местности «В» составят:
Примечание: Высота Z принимается от поверхности земли.
с - аэродинамический коэффициент (см. п. 11.1.7 [2]).
Аэродинамические коэффициенты выбираются по таблице Д.2 приложения Д.1.2[2]
где z(ze) - коэффициент пульсации давления ветра принимаемый по таблице 11.4[2] или формуле (11.6[2]) для эквивалентной высоты ze(см. 11.1.5 [2]);
Коэффициент пульсации давления ветра
– коэффициент пространственной корреляции пульсации давления ветра принимаемый по табл. 11.6 и прил. Д1 [2] при ρ=b=144м и =h=1875 м
Коэффициент надежности по ветровой нагрузке (п. 11.1.12 [2]).
w5 = 023 * 05 * (1 + 122 * 055) = 0192 кНм2
w10 = 023 * 065 * (1 + 106 * 055) = 0237 кНм2
wнф = 023 * 083 * (1 + 094 * 053) = 0286 кНм2
qwa5 = 1 * 14 * 0192 * 08 * 6 = 1290 кНм
qwa10 = 1 * 14 * 0237 * 08 * 6 = 1593 кНм
qwaнф = 1 * 14 * 0262 * 08 * 6 = 1761 кНм
qwaвз = 1 * 14 * 0286 * 08 * 6 = 1922 кНм
Расчетная нагрузка на раму с подветренной стороны определяется по формуле:
qwp5 = 1290 * 0625 = 0806 кНм
qwp10 = 1593 * 0625 = 0996 кНм
qwpнф = 1761 * 0625 = 1101 кНм
qwpвз = 1922 * 0625 = 1201 кНм
Расчетная равномерно распределенная эквивалентная нагрузка на колонну с наветренной стороны:
Расчетная равномерно распределенная эквивалентная нагрузка на колонну с подветренной стороны:
Сосредоточенные силы от ветровой нагрузки в уровне низа ригеля:
Рисунок 4.1 – Схема приложения постоянных и временных нагрузок
Нагрузка от мостовых кранов
Нормативное давление колеса крана на рельс:
GCB = 30 кН – собственный вес подкрановой балки (табл. 12.1 [4]. Принят из расчёта 35 кгм2 здания);
- полезная нормативная нагрузка на тормозной площадке;
- ширина тормозной площадки для h1=1000 мм;
yi - ординаты линии влияния по рисунку 42.
Рисунок 4.2 -К определению нагрузки от мостовых кранов
Минимальное нормативное давление колеса крана:
где GC = 402 кН – масса крана с тележкой;
Q=30 т – грузоподъемность крана;
Подставляя числовые значения в формулу получим:
Сосредоточенные моменты от вертикальных сил давления колеса крана Dmax и Dmin:
Расчетное усилие поперечного торможения на колонну:
Gct =85 кН – вес тележки.
Условно считаем что сила Т приложена в уровне уступа колонны.
Рисунок 4.3 -Схема приложения крановых нагрузок
Таблица 4.2 - Сводная таблица нагрузок
От собственного веса покрытия:
Расчетный вес колонн с учетом поверностной массы стен и остекления:
Верхняя часть колонны
Нижняя часть колонны
Вертикальное давление кранов
Нагрузочные крановые моменты
Поперчное торможение кранов
Равномерное распределение давление ветра на колонны
Сосредоточенное давление ветра
Статистический расчёт рамы
На основании принятой конструктивной схемы и компоновки рамы устанавливаем её расчётные схемы. Расчёт рам выполним методом перемещений. Назначим соотношения жесткостей элементов рамы.
Отношение момента инерции верхней части колонны к нижней
Таким образом в расчётных схемах принимаем конечную жесткость ригеля при определении усилий от нагрузок приложенных к ригелю и бесконечную жёсткость ригеля при определении усилий в раме от нагрузок приложенных к стойкам.
Расчёт на нагрузки от собственного веса покрытия
Вычисляем параметры:
e = (h1-h2)2= (10-045)2=0275 м
Mc=(G1g+F1)e=(59508+756)0275=18444 кНм - получим изгибающие моменты по формулам:
(2552-2528)2528*100% = 096%
N1= -67068-3024 = -97308 кН
N2= N3=-59508-756 = -67068 кН
коэффициенты k1÷k4 найдены по таблице 3.1 методических указаний[3]
коэффициенты m1÷m4 – по таблице 3.2 методических указаний[3].
Рисунок 5.1 - Эпюры моментов поперечных и нормальных сил от собственного веса покрытия
Расчёт на нагрузки снега
Изгибающие моменты получим по формулам
Mc=FSe=191520275=52668кНм.кНм кНм
Нормальные силы N1= -19152 кН.
(8854-8777)8777*100 = 088%
Рисунок 5.2 - Эпюры моментов поперечных и нормальных сил от снеговой нагрузки
Расчёт на крановые моменты тележка слева
Коэффициент пространственной жесткости каркаса α=a·γ
где: а= 0226 при числе рам в блоке 13;
γ= 084- коэффициент условий работы пространственного блока;
=2·n0(yi)=2·2195= 205
Тогда: α=0226 ·205084=0552.
Изгибающие моменты в левой стойке:
Поперечные силы в левой стойке:
(21433-21011)21011*100% = 201%
Изгибающие моменты в правой стойке:
Поперечные силы в правой стойке
(13408-12928)12928*100% = 372%
в левой стойке N1=-Dmax=-55281 кН
в правой стойке N1=-Dmin=-166281 кН.
Рисунок 5.3 - Эпюры моментов поперечных и нормальных сил от крановой нагрузки
Расчёт на силу поперечного торможения приложенную к левой стойке.
Принимаем точку приложения силы Т на уровне уступа колонны. Тогда изгибающие моменты в левой стойке:
Изгибающие моменты в правой стойке
Проверка Q1-Q3=T Q1-Q3=8166-(-9894)=1806 кН T=17275 кН
Поперечная сила в правой стойке:
Рисунок 5.4 - Эпюры моментов и поперечных сил от поперечного торможения крана
Расчёт на ветровую нагрузку ветер слева
Усилия в стойке равны:
усилия в правой стойке:
Проверка правильности эпюр:
При ветре справа эпюры всех усилий в стойках будут зеркальны эпюрам усилий от ветра слева. Поэтому их можно найти без дополнительного расчёта.
Рисунок 5.5 - Эпюры моментов и нормальных сил от ветровой нагрузки
Расчётные сочетания усилий
Полученные в результате статического расчёта усилия в раме запишем по сечениям в сводную таблицу. Так как рама проектируется с симметричными стойками то соберём усилия на одну стойку. При этом будем учитывать что сила поперечного торможения может быть приложена к любой из стоек вправо или влево.
Для расчета анкерных болтов необходимо найти расчетное сочетание Мmax при наименьшем значении нормальной силы Nmin. При этом значение усилия от постоянных нагрузок необходимо умножить на коэффициент
Из таблицы выберем наиболее неблагоприятное расчётное сочетание усилий.
Таблица 6.1 -Сводная таблица усилий в левой стойке
Верхняя часть стойки
Собственный вес покрытия
Давление кранов тележка слева
Давление кранов тележка справа
Поперечное торможение на левой стойке
Поперечное торможение на правой стойке
Таблица 6.2 - Основные расчётные сочетания усилий в левой стойке
Конструктивный расчет колонны
Требуется подобрать сечение сплошной верхней и сквозной нижней частей колонны однопролётного производственного здания (ригель имеет жёсткое сопряжение с колонной). Расчётные усилия указаны в табл. 3:
для верхней части колонны в узле (В)М= -222093кНм N=-251028кН.
для нижней части колонны N1= -822486кН; М1= 343812кНм(изгибающий момент догружает шатровую ветвь); N2=-792246кН; М2=-253901кНм (изгибающий момент догружает подкрановую ветвь); Qmax= 47001кН.
Соотношение жёсткостей верхней и нижней частей колонны материал колонны – сталь марки С 245Ry =240 МПа при t=2 20 мм.
2 Определение расчётных длин колонн
Определение расчетных длин колонны. (Приложение 6 [1])
Расчетные длины колонны в плоскости рамы:
для нижней части колонны
Коэффициент находится по приложению И2 [1] т.к. в однопролетной раме с жестким сопряжением ригеля с колонной верхний конец колонны закреплен только от поворота
Расчетные длины колонны из плоскости рамы для нижней и верхней частей колонны равны соответственно:1136 м; 404-075 = 329 м.
3 Подбор сечения верхней части колонны
Сечение верхней части колонны принимаем в виде сварного двутавра высотой h2= 450 мм.
Определим требуемую площадь сечения.
Компонуем сечение с учетом ограничений условиями местной устойчивости.
ex=MN=22209251028=88472cм
Относительный эксцентриситет mx=exρ=884721575 = 5617
ρ =035h2=0.3545=1575cм – ядровое расстояние
На этапе компоновки используем условие предельного отношения расчетной высоты стенки к ее толщине:
Принимаем tf=10 мм h=45-210=43 cм
На один пояс будет приходится
Предельное отношение ширины полки к толщине:
Рисунок 7.1 – Поперечное сечение надкрановой части колонны
Принимаем bf=35 см; tf=10 см; =08 см; h=430 cм;
А=35102+43008=1044 см2
m=MxNρx=222092510281668=53 см
= lefy2iy=329827 = 3978
= lefx2ix=12121937 = 6257
-002*214 = 1357 (прил. Д.2 [1]).
=0164 (прил. Д.3 [1])
Проверка из плоскости действия момента согласно п. 9.2.8 [1]
где: по табл. Д.1 [1]
Проверка местной устойчивости стенки
Условие устойчивости стенки:
Наибольшее сжимающее напряжение у расчетной границы стенки
Наибольшее напряжение у противоположной кромки
5 согласно Примечанию 2 табл 22[1] то
Устойчивость стенки балки обеспечена.
4 Подбор сечения нижней части колонны
Сечение нижней части колонны сквозное состоящее из двух ветвей соединенных решеткой. Высота сечения =10м = 100см. Подкрановую ветвь колонны принимаем из широкополочного двутавра а шатровую ветвь - составного сечения из трех листов.
Действующие на ветви колонн усилия составляют:
в подкрановой ветви M=-253901кНм N=-792246 кН
в шатровой ветви M=343812 кНм N=-822486 кН
Расчетная длина нижней части колонны в плоскости действия моментов lefx1=20289 м из плоскости lefу1=1136 м.
Ветви между собой соединены решеткой из одиночных уголков располагаемых под углом 45º к горизонтали (раскосами)в сочетании со стойками.
Поскольку проектируемое сечение не симметрично то задаемся:
y2 – расстояние от центра тяжести всего сечения до наиболее нагруженной (шатровой) ветви
Максимальные усилия:
в шатровой ветви Nв2=(82248604)10+(34381210)=672806 кН
в подкрановой ветви Nв1=(79224606)10+(25390110)=729249 кН
Расчет подкрановой ветви
Назначаем двутавр № 35Ш1 по ГОСТ 26020-83 со следующими геометрическими характеристиками:
h=338 мм Aв1=9567 см2 Jx=19790 см4 Wx=1171 см3 ix=1438 см Iy=3260 см4 iy=584 смtf=125ммtw=95 ммbf=250 мм
чему соответствует (Прил. Д1 [1] сеч. типа b)
Проверка устойчивости ветви (сталь С245 по ГОСТ 27772-88 при).
Гибкость ветви в плоскости действия момента при расстоянии между узлами решетки (по оси y1- y1):
чему соответствует (Прил. Д1 [1])
Расчет шатровой ветви
Ориентировочная площадь сечения ветви при средних значениях φ=075:
Для удобства прикрепления элементов решетки просвет между внутренними гранями полок принимаем равными расстоянию между внутренними гранями полок двутавра подкрановой ветви т.е. 313 мм. Толщину стенки швеллера для удобства ее соединения встык с полкой надкрановой части колонны принимаем равной tw = 10 мм. Высота стенки швеллера из удобства размещения сварных швов будет bf2=350мм (с учетом размеров проката).
Из условия местной устойчивости полки швеллера:
Поэтому принимаем: bf = 150 мм;tf = 10 мм
Геометрические характеристики ветви:
=1035+27510= 50 см2;
Уточняем положение центра тяжести колонны
= 1000-545 = 9455 мм;
Отличие от первоначально принятых размеров значительно поэтому усилия в ветвях пересчитываем:
в шатровой ветви Nв2=(8224860621)10+(34381210)=854576 кН
в подкрановой ветви Nв1=(79224603245)10+(25390110)=510985 кН
Проверка устойчивости ветвей из плоскости рамы (относительно оси у-у)
чему соответствует (Прил. Д1 [1] сеч типа b)
Гибкость подкрановой ветви в плоскости действия момента при расстояние между узлами решетки lв2=1000 мм
Расчет решетки подкрановой части колонны.
Поперечная сила в сечении колонны = 47001 кН
Условная поперечная сила п.7.2.7.[1]
Расчёт решётки проводим на Qmax= 47001 кН.
Усилие сжатия в раскосе:
м – длина раскоса решетки;
Задаёмся = 100 0491 (прил. Д1);
где = 075 (сжатый уголок прикрепляемый одной полкой).
Принимаем 60х5:582 см2; =117 см; =182 см
Проверка устойчивости колонны в плоскости действия момента как единого стержня
Геометрические характеристики всего сечения:
6732452+506212 =29356125 см4;
Приведённая гибкость:
Для комбинации усилий догружающих наружную ветвь =-822486 кН; =343812 кНм:
;0374 (прил. Д4 [1]);
Для комбинации усилий догружающих внутреннюю ветвь =-792246 кН; =-253901 кНм:
; 0578 (прил. Д4 [1]);
Устойчивость обеспечена.
Устойчивость сквозной колонны как единого стержня из плоскости действия момента проверять не нужно так как он обеспечена проверкой устойчивости отдельных ветвей.
Рисунок 7.2 – Поперечное сечение подкрановой части колонны
5 Расчёт и конструирование узла сопряжения верхней и нижней частей колонны
Расчетные комбинации усилий в сечении над уступом:
) = 86870 кНм; = -67068 кН;
) = -101146 кНм; = -258588 кН;
Давление кранов = 55281кН.
Прочность стыкового шва (Ш1) проверяем в крайних точках сечения надкрановой части. Площадь шва равна площади сечения колонны. Принимаем полуавтоматическую сварку сварочной проволокой СВ-08Г2С ГОСТ 2246*-70 в углекислом газе по ГОСТ 8050-85. Расчетное сопротивление сварного соединения
Первая комбинация и :
Вторая комбинация и :
Здесь —расчётное сопротивление стыкового шва по пределу текучести.
Прочность шва обеспечена с большим запасом.
Толщину стенки траверсы определяем из условия её смятия
Расчетное сопротивление смятию торцевой поверхности
-нормативное временное сопротивление для листовой стали
-коэффициент надежности по материалу
Усилие во внутренней полке верхней части колонны (вторая комбинация): 35406 кН.
Применяем полуавтоматическую сварку в нижнем положении в среде углекислого газа сварочной проволокой СВ08А;
=18 кНсм2;= 09; = 105 (табл. 39 [1])
651819425 Расчет ведется по металлу шва
В стенке подкрановой ветви делаем прорезь в которую заводим стенку траверсы.
Для расчёта шва крепления траверсы к подкрановой ветви (Ш3) составляем комбинацию усилий дающую наибольшую опорную реакцию траверсы. Такой комбинацией будет сочетание 12:
= - 258588 кН; = -101146кНм:
Требуемая длина шва:
Из условия прочности стенки подкрановой ветви в месте крепления траверсы определим высоту траверсы по формуле
=95 мм - толщина стенки двутавра 35Ш1;
расчётное сопротивление срезу фасонного проката из стали С245.
Проверим прочность траверсы как балки нагруженной усилиями N M и Dmax. Нижний пояс траверсы принимаем из листа 360×10 мм верхние горизонтальные рёбра – из двух листов 155×10 мм.
Найдём геометрические характеристики траверсы.
Положение центра тяжести сечения траверсы:
Максимальный изгибающий момент в траверсе при 2–ой комбинации усилий:
Максимальная поперечная сила в траверсе с учётом усилия от кранов:
Коэффициент =12 учитывает неравномерную передачу усилия :
Рисунок 7.3 – Сопряжение верхней и нижней частей колонны
6 Расчёт и конструирование базы колонны
Проектируем базу раздельного типа
Расчётные комбинации усилий в нижнем сечении колонны:
)= 343812 кНм; = -822486 кН (для расчёта базы шатровой ветви);
)= -253901 кНм; = -792246 кН (для расчёта базы подкрановой ветви).
Усилия в ветвях колонны:
-для подкрановой ветви
База шатровой ветви:
требуемая площадь плиты 67991 см2
где -расчетное сопротивление бетона осевому сжатию
По конструктивным соображениям свес плиты должен быть не менее 4 см. Тогда = 333+27 = 473 см 1437 см; принимаем =33 см; 47333=15609см2>.
Среднее напряжение в бетоне под плитой
Из условия симметричного расположения траверс относительно центра тяжести ветви расстояние между траверсами в свету равно 2(15+10545)= 211 см;
при толщине траверсы 10 мм = = 495 см
Определяем изгибающие моменты на отдельных участках плиты.
Участок1 (консольный свес =495 см):
Участок 2 (консольный свес = 70 см):
Участок 3 (плита опертая на четыре стороны: 209;=0125:
Участок4 (плита опертая на четыре стороны; =0125):
Принимаем для расчёта =2531 кНсм.
Требуемая толщина плиты 220 см
где =230 мПа = 23 кНсм2 для стали С245 толщиной от 20 до 30мм.
Принимаем = 24 мм (с учетом припусков на фрезеровку).
Высоту траверсы определяем из условия размещения шва крепления траверсы к ветви колонны. В запас прочности все усилие в ветви передаём на траверсы через четыре угловых шва. Сварка полуавтоматическая проволокой марки СВ08А d = 14-2 мм; = 8 мм.
Требуемая длина шва определяется по формуле:
Принимаем по = 50 см.
Крепление траверс к плите принимаем угловыми швами ручной сваркой электродами Э42А по ГОСТ 9467-75 для которых
=18 кНсм2; = 07; = 10 (табл. 39 [1])
6518181007=2571 Расчет ведется по металлу шва
(1 см учитывает возможный непровар по длине каждого из швов)
принимаем kf=10 мм по таблице 38 [1]
Проверяем прочность траверсы работающей на изгиб
Рисунок 7.4 – База колонны
Размеры траверс: ttr=10 мм htr=500 мм
Толщина плиты tpl=32 мм 47315=7095 см2
7 Расчет анкерных болтов
Для анкерных болтов усилием в нижнем сечении колонны являются:
М= 222712 кНмN=-97308
Тогда требуемая площадь нетто поперечного сечения анкерных болтов будет:
ГдеRba – расчётное сопротивление растяжению анкерного болта из стали 09Г2С-4 по ГОСТ 19281* (Г7 [1]) На одну раздельную базу принимаем два болта. Тогда требуемая площадь нетто одного болта будет:
По ГОСТ 243791 принимаем два болта диаметром 18 мм с площадью нетто каждого
Длина заделки болта в бетон фундамента должна быть не меньше 1300 мм.
Плитка под анкерные болты
Плитка под анкерные болты работает на изгиб по схеме двухшарнирной балки опёртой на траверсы. Из расчёта было принято два болта на одну раздельную базу. Один болт приходящийся на одну плитку загружает её посередине силой:
просвет между траверсами будет:b0=310мм
Тогда максимальный изгибающий момент в пролёте плитки будет:
Требуемый момент сопротивления сечения плитки:
Ry=280 МПа для стали С345 при толщине листа от 40 до 80 мм
Назначаем сечение анкерной плиткиb×t=180×40мм одним отверстием диаметром d0=db+3 мм=37+3=40 мм
Фактический момент сопротивления нетто плитки
Схема обозначений фермы
СП 16.13330.2011 Cтальные конструкции издание 2011г.
СП 20.13330.2011 Нагрузки и воздействия 2011г.
Лампси Б. Б. Расчёт стальных рам одноэтажных промзданий. Метод. указ. по курсовому проектированию.