Металлический каркас одноэтажного производственного здания

111моя записка.docx

Министерство образования и науки РФ
ФГБОУ ВПО “Тамбовский государственный технический университет”
Пояснительная записка к курсовому проекту
по дисциплине “Металлические конструкции включая сварку”
на тему: “Каркас одноэтажного производственного здания”
Задание на курсовой проект
I. Размещение колонн в плане с указанием связей 5
II. Компоновка поперечной рамы производственного здания ..6
Сбор нагрузок на поперечную раму ..7
Статический расчёт рамы ..12
III. Расчет и конструирование стропильной фермы .14
Сбор нагрузок на ферму 14
Статический расчёт фермы 15
Подбор сечения стержней фермы 16
Конструирование фермы 18
IV. Расчёт и конструирование колонны 21
Расчёт надкрановой части колонны .21
Расчёт подкрановой части колонны .25
Проверка устойчивости колонны .29
Расчет и конструирование узла сопряжения верхней и нижней частей колонны .30
Расчёт и конструирование базы колонны 33
Курсовой проект разработан в соответствии с заданием на проектирование. Объёмно-планировочное и конструктивное решения соответствуют требованиям нормативной документации по проектированию производственных зданий. Проект состоит из пояснительной записки и графической части. Пояснительная записка включает расчёт и конструирование колонны базы колонны и фермы.
Графическая часть включает в себя 3 листа формата А2. Записка выполнена на 37 листах.
I. Размещение колонн в плане с указанием связей
В соответствии с заданием проектируется однопролётное здание с пролётом 24 м. Привязка торцевых колонн 200 мм. Т.к. режим работы крана 5К то требуются проходы в теле колонны и тогда привязка к продольным осям 250 мм. Длина здания 120 м а предельная длина температурного блока 200 м следовательно здание можно не разбивать на температурные блоки.
Рис. 1. Расположение вертикальных связей
Связи по верхним поясам ферм устанавливаются только в процессе монтажа. В период эксплуатации связями служат стальные панели. Связи по нижним поясам ферм служат для вовлечения в пространственную работу всего покрытия при действии местных нагрузок.
Рис. 2. Расположение связей по нижним поясам ферм
Вертикальные связи покрытия устанавливаются в связевых блоках .
Рис. 3. Расположение вертикальных связей покрытия
II. Компоновка поперечной рамы производственного здания.
Производственное здание пролетом 24 м оборудовано двумя мостовыми кранами грузоподъемностью Q = 32 т среднего режима работы (5К). Длина здания 120 м отметка головок крановых рельсов 8 м. Здание не отапливаемое. Шаг колонн 6 м. Район строительства г. Краснодар.
Отметка головки кранового рельса H1 = 8 м. Высота крана Hcr = 275 м.
Расстояние от головки кранового рельса до низа фермы (должно быть кратно 200 мм):
H2 = Hcr + 100 + с = 2750 + 100 + 350 = 3200 мм = 32 м
где: с = 350 мм – размер учитывающий возможный прогиб фермы.
Полная высота цеха (расстояние от уровня чистого пола до низа фермы) равна:
H0 = H1 + H2 = 8 + 32 = 112 м
Так как размер H0 не кратен 600 мм то увеличиваем Н1 до 82 м и получаем размер Н0 = 114 м.
Высота колонны от обреза фундамента до низа ригеля:
H = H0 + 1м =114 + 08 = 122 м
где: 08 м – первоначальное заглубление опорной плиты колонны ниже отметки чистого пола.
Высота верхней части колонны:
Нv = H2 + hrs + hb = 32 + 012 + 1 = 432 м
где: hrs = 012 м – высота кранового рельса; hb = 1 м – высота подкрановой балки.
Высота нижней части колонны:
Нn = Н – Нv = 122 – 432 = 788 м
Высота фермы Hф = 32 м.
Предусматривается жёсткое защемление колонны в фундаменте.
Привязка a = 025 м т.к. режим работы 5К.
Расстояние от разбивочной оси до оси подкрановой балки назначается исходя из того чтобы кран при движении не задевал колонну (кратно 250 мм):
L1 > В1 + 75 + (hv – a) + 450 = 300 + 75 + (450 – 250) = 575 мм = 1025 м
где: hv = a + 200 = 250 + 200 = 450 мм – высота сечения верхней части колонны назначается не меньше ·Hv = 360 мм.
Принимаем L1 = 750 м.
Высота сечения нижней части колонны hn = L1 + а = 075 + 025 = 1 м но не менее ·Н = 061 м. Принимаем hn = 1 м.
Рис. 4. Схема поперечной рамы
Сбор нагрузок на поперечную раму
Таблица 1 – Постоянные нагрузки на 1 м2 покрытия
От конструкции покрытия:
- цементная стяжка 20 мм
- минераловатные плиты γ = 2 кНм3 = 01 м
- пароизоляция из одного слоя фольгоизола
- стальной профнастил = 08 мм
- прогоны: прокатные профили пролетом 6м
Всего от покрытия (gкр)
-стропильная ферма (gф)
Постоянные нагрузки.
На ригель рамы расчетной схемы:
где: gф gкр – соответственное вес 1 м2 фермы и конструкций покрытия; B – шаг рам; γn – коэффициент надежности по уровню ответственности зданий и сооружений; α – угол наклона кровли (уклон 1:8).
Вес верхней части колонны (20% веса):
Gv = 02 · γf · γn · gcol · L · B 2 = 02 · 105 · 1 · 04 · 24 · 6 2 = 6068 кН
где: gco γf = 105 – коэффициент надежности по нагрузке от веса металлоконструкций.
Вес нижней части колонны (80% веса):
Gn = 08 · γf · γn · gcol · L · B 2 = 08 · 105 · 1 · 04 · 24 · 6 2 = 2419 кН
Вес стен верхней части включая вес колонны:
F1 = γn · B (gst (Hv + 09 – hostv) · γf1 + gost · hostv · γf2) + Gv = 1 · 6 · (019·882)+6048 = 161 кН
где: gst = 019 кНм2 – расчетная нагрузка от веса стеновых панелей (3хслойные со стальной обшивкой); gost = 0216 кНм2 – расчетная нагрузка от веса остекления (окна из спаренных труб с двойным остеклением с фрамугами.
Вес стен нижней части включая вес колонны:
F2 = γn · B (gst (Hn – hostn) · γf1 + gost · hostn · γf2) + Gn = 1 · 6 · (019 · (668 – 42) + 0216 · 42) + 2419 = 3246 кН
где: Hn = Hn – hc = 788 – 12 = 668 м; hc = 12 м – высота цокольной панели.
Снеговые воздействия.
Расчетное значение снеговой нагрузки на ригель:
qs = 07 · sg · · B · γf · γn = 07 · 12 · 1 · 6 · 14 · 065 = 459 кНм
где: sg = 12 кНм2– расчетное значение веса снегового покрова на 1 м2 горизонтальной поверхности земли; = 065 – коэффициент перехода от веса снегового покрова земли к снеговой нагрузке на покрытие.
Ветровые воздействия.
cе1 = 08; cе2 = 053.
qw = wо · γn · γf · В · ce · k
где: wо – нормативное значение ветрового давления принимается в зависимости от ветрового района . wо = 048 кПа;
k – коэффициент учитывающий изменение ветрового давления по высоте в зависимости от типа местности (В). k = 075;
сe – аэродинамический коэффициент;
γf – коэффициент надежности по ветровой нагрузке.
В – ширина грузовой площадки.
Эквивалентная равномерно распределенная ветровая нагрузка:
qw1 = w0 · γf · keq · ce · B · γn = 048 · 14 · 1· 08 · 6 · 0583 = 188 кНм
qw2 = w0 · γf · keq · ce3 · B · γn = 048 · 14 · 1· 053 · 6 · 0583 = 2246 кНм
где: k0 = 05 – коэффициент k у поверхности земли; kH1 = 1667 – коэффициент k на отметке H1 = 114 м;
Ветровая нагрузка действующая от отметки расчетной оси ригеля до верхней отметки здания заменяется сосредоточенными силами приложенными в узлах сопряжения ригеля с колонной:
= w0 · γf · kH1 · ce · B · γn = 048 · 14 · 135 · 08 · 6 · 0677 = 218 кНм
= w0 · γf · kH1+h · ce · B · γn = 048 · 14 · 08 · 6 · 0765 = 245 кНм
Нагрузка от мостовых кранов.
Рис. 7. Схема передачи нагрузок на расчетную раму от мостовых кранов
На другой ряд колонн с катков передаются меньшие усилия:
где: Q – грузоподъемность крана; Gk – вес крана с тележкой; n0 – количество катков крана с одной стороны.
Вертикальное давление кранов:
Dmax = (γf1 · · Fk yi + γf2 · Gnk + γf3 · gm · bm · B) · γn = (12 · 085 (260·1+260·08+260·0.15) + 105 · 288 + 13 · 15 · 1 · 6) · 1 = 55908 кН
где: Gnk = gnk · γf2 · B · L 2 = 04 · 6 · 24 2 = 288 кН – вес подкрановой конструкции; gnk – расход стали на подкрановые конструкции; γn = 1 – коэффициент надёжности по уровню ответственности; = 085 – коэффициент сочетания при учёте нагрузки от двух кранов для группы режима работы крана 1К-6К; y gn = 15 кНм2 – временная нагрузка на тормозные конструкции; bn – ширина тормозной конструкции принимаемая равной высоте сечения нижней части колонны; γf1 = 12; γf2 = 105; γf3 = 13 – коэффициенты надёжности по нагрузке от мостовых кранов собственного веса металлоконструкций временной равномерно распределённой нагрузки на тормозной конструкции соответственно.
Dmin = (γf1 · · Fmin yi + γf2 · Gnk + γf3 · gm · bm · B) · γn = (12 · 085 · (71·1 + 71·08 + 71·015) + 105 · 288 + 13 · 15 · 1 · 6) · 1 = 18316 кН
Моменты от вертикального давления кранов:
Mmax = Dmax · ek = 55908 · 05 = 27954 кН·м
Mmin = Dmin · ek = 18316 · 05 = 9158 кН·м
где: ek – эксцентриситет приложения крановой нагрузки.
Тормозная сила возникающая из-за торможения тележки перекоса крана распирающего действия катков при движения по рельсам определяется по формуле:
где: = 005 – при гибком подвесе крана.
Учет пространственной работы крана.
Пространственная работа каркаса промышленного здания проявляется при действии некоторых нагрузок приложенных не ко всем поперечным рамам. К такой нагрузке относится воздействие от мостовых кранов действующих на несколько поперечных рам (обычно на три рамы). Продольные конструкции каркаса (кровельное покрытие продольные связи по нижним поясам ферм тормозные конструкции и т.д.) распределяют нагрузку на все рамы вследствие чего уменьшаются горизонтальные перемещения колонн и изгибающий момент в наиболее нагруженной раме.
Рис. 8. Расчетная схема рамы от вертикальной и горизонтальной крановой нагрузки
При расчёте плоской рамы на воздействия кранов пространственная работа каркаса учитывается с помощью коэффициента пространственной работы:
αпр = 1 – α – α (n0 y – 1) = 1 – 0753 –(-0208) (3 195 – 1) = 0903
где: α и α - коэффициенты определяемые в зависимости от параметра ; n0 – число катков на одной линии влияния.
Коэффициент характеризует соотношение погонных жесткостей поперечной рамы и покрытия:
где: b – шаг поперечных рам; In Ir - отношение суммы моментов инерции нижних частей колонн к сумме моментов инерции горизонтальных элементов кровли и продольных связей по нижним поясам ферм; d = kb 12 = 575 12 = 0479.
Статический расчёт рамы
Данные к статическому расчёту рамы:
-Полная высота колонны: HК = Н = 122 м
-Высота верхней части колонны: HB = Нv = 432м
-Пролет здания: L = 24 м
-Отношение моментов инерции: Ir In = 4
-Постоянная нагрузка на ригель: Q1 = q = 965кНм
-Снеговая нагрузка на ригель: Q2 = qs = 459 кНм
-Вес верхней части колонны включая вес стен: F1 = 161 кН
-Вес стен нижней части включая вес стен: F2 = 3246 кН
-Эксцентриситет м: е0 = 029 м
-Коэффициент пространственной работы каркаса А = αпр = 0903
-Ветровая нагрузка: Qmax = qw1 = 188 кНм
-Ветровая нагрузка: Qmin = qw2 = 1246 кНм
-Сосредоточенная ветровая нагрузка: FB = Fw1 + Fw2 = 1732 кН
-Отношение моментов инерции Iv In = 015
Расчет рамы одноэтажного производственного здания выполняется при помощи специально разработанной компьютерной программы “ Metalnew.exe” которая основана на методе перемещений. Результаты расчета представлены в приложении 1.
Рис. 9. Расчетные сечения рамы
Таблица 2 - Сочетания нагрузок по сечениям
Усилия в сечениях кН·м; кН
III. Расчет и конструирование стропильной фермы
Исходные данные: ферма трапециевидная из гнутосварных профилей. Материал стержней ферм - сталь С245.
Для элементов с близкими значениями площадей сечения принимают сечение одинаковым.
Сбор нагрузок на ферму
Постоянная нагрузка.
q=965 кНм – значение постоянной нагрузки
F1= F8 =-1351кН; F2= F7 =-27985кН; F3= F4 = F5 =- F6 =-2895кН
Снеговые воздействия.
qs=459 кНм – значение снеговой нагрузки
F1= F8 =-6426кН; F2= F7 =-13311кН; F3= F4 = F5 =- F6 =-1377кН
Загружение от опорных моментов.
Сечение b-b при сочетании нагрузки на раму 1+(3*+4*)+5*+2.
Нлев = Млев h = -20545 22 = -9338 кН
Нпр = Мпр h = -7757 22 = -3526кН
Загружение от опорных моментов но при отсутствии снеговой нагрузки.
Сечение b-b при сочетании нагрузки на раму 1+(3*+4*)+5*.
Нлев = Млев h = -18212 22 = -8278 кН
Нпр = Мпр h = -5526 22 = -2512 кН
Таблица 3 – Нагрузка в узлах по загружениям
Загружение от распоров (при сочетании 1+(3*+4*)+5*+2).
Загружение от распоров но при отсутствии снеговой нагрузки (при сочетании 1+(3*+4*)+5*+2).
Статический расчёт фермы
Подготовка исходных данных для расчета стропильной фермы производственного здания на ЭВМ:
- количество узлов – 14;
- количество стержней – 25;
- номер шарнира неподвижной опоры – 14;
- номер шарнира подвижной опоры – 1;
- количество загружений – 4.
Рис. 11. Схема нумерации узлов и элементов поясов и решетки стропильной фермы
Таблица 4 – Координаты узлов и номера узлов стержней
Таблица 5 – Усилия в стержня.
Подбор сечения стержней
Подбор сечения стержней сводится в таблицу (приложение 2).
) Нижний пояс проектируем без изменения сечения по длине при Nmax =31619кН.
Для нижнего пояса γс = 085 x = 1 y = 1 lefx = 058 м lefy = 058 м.
Принимаем гнутосварной профиль 80х55(полученное разрезкой двутавра 35Ш2): h = 1705 мм A = 1561 см2 ix = 300 см iy = 300см
) Верхний пояс проектируем без изменения сечения по длине при Nmax = 31251 кН.
Для верхнего пояса λux(uy) = 180 - 60α γс = 1 x = 1 y = 1 lefx = 301 м lefy = 600 м.
Предварительно принимаем λ = 120 => φ = 0455
Принимаем гнутосварной профиль 140х55: A = 2881 см2 ix = 545 см iy = 545 см.
λux = 180 - 60·α = 180 – 60 · 051 = 1495
λuy = 180 - 60·α = 180 – 60 · 084 = 130
) Проектирование раскоса при Nmax = 15905кН.
γс = 085 x = 1 y = 1 lefx = 3474 м lefy = 3474 м.
Принимаем сечение из гнутосварных профилей 70×3: A = 781см2 ix = 271 см iy = 271 см.
Конструирование фермы
Верхний опорный узел.
Для крепления верхнего опорного узла к колонне применяем болты 20 класса 4.6. Расчетное сопротивление растяжению Rbt = 17 кНсм2.
Рис. 12. Верхний опорный узел
Несущая способность одного болта на растяжение:
Nb = Abn · Rbt = 245 · 17 = 4165 кН
Определяем требуемое кол-во болтов:
где: N = N2 · cos 476 = 937 · cos 71250 = 9337 кН
Определяем толщину фланца:
Принимаем толщину фланца tfl = 16 см
Нижний опорный узел.
Требуемая площадь опорного фланца:
Принимаю 4 болтов d=20мм класса 4.8.
Принимаю ширину фланца в зависимости от размещения болтов.
Толщина фланца: . Принимаю tfl = 16мм.
Проверка прочности сварных швов:
Нижний пояс и опорный раскос привариваем к фланцу полуавтоматической сваркой под слоем флюса сварочной проволокой Св-08А (диаметром 16 мм) электродами Э42А.
Катет шва 5мм. Шов должен быть приплюснут к фланцу так чтобы на стержень приходилось 4мм а на фланец 6мм.
- на вертикальную нагрузку:
Длина шва 280+280=320мм.
Опорное давление фермы передается на специальный столик колонны через опорный лист узла фермы. Опорный столик принимаем из толстого стального листа толщиной 40 мм. Для лучшей фиксации передачи опорного давления фермы на колонну торцы опорного листа фермы и опорного столика необходимо пристрогать.
Определяем длину опорного столика
Принимаю длину столика 8 см.
Нижний монтажный стык
Материал фланцев – сталь С345.
Используются высокопрочные болты М20 из стали 40Х «Селект» (по ГОСТ 22353-77*) диаметр шайб dm=40мм диаметр отверстий 23мм.Abh=245см2
Конструктивно принимаем 8 болтов.Толщина фланцев tfl=20мм.
Расчётное сопротивление растяжению Rbh=07Rbun=07110=770МПа
Необходимое количество болтов:
. Принимаю 4 симметрично расположенных болта.
Проверка фланцевого соединения на сдвиг:
Отрыв фланца в околошовной зоне.
Отрыва не произойдет.
IV. Расчёт и конструирование колонны
Для конструирования колонны используется сталь С245. Ry = 240 МПа Е = 206 105 МПа.
Iv In = 015 hn = 1 м hv = 045 м Hn = 788 м Hv = 432 м.
(F1 + F2) = Nmax (cn) = -74055 кН
F2 = N (b) = -17088 кН
По [1 прил. 13] определяем 1 = 235.
Расчет надкрановой части колонны
Таблица 7 – Нагрузки в надкрановой части колонны
Принимаем M = -19876кН·м N = -17088 кН.
ix 043hv = 043 · 045 = 01935 м = 1935 см
ρx = 035hv = 035 · 045 = 01575 м = 1575 см
Относительный эксцентриситет:
Принимаем tw = 8мм. Требуемая площадь полки:
Принимаем bf = 16 см. Тогда bf · tf = 16 · 14 = 224 см2.
Проверка местной устойчивости полки:
Определение геометрических параметров.
А = 2 · 16 · 14 + 422 · 08 = 7856см2
Аef = 2 · (bf · tf + h1 · tw) = 2 · (16 · 14 + 937 · 08) = 5979 см2
Исходя из значений определяем по [1 прил. 11]
По [1 прил. 9] определяем φe = 0115.
Принимаем bf = 16 см. Тогда bf · tf = 16 · 16 = 256 см2.
Рис. 17. Сечение надкрановой части колонны
А = 2 · 16 · 16 + 418 · 08 = 8464см2
Аef = 2 · (bf · tf + h1 · tw) = 2 · (16 · 16 + 937 · 08) = 662 см2
По [1 прил. 9] определяем φe = 01169.
Проверка устойчивости верхней части колонны из плоскости рамы.
Расчетный момент Мx = 1511 кН·м > Mmax 2 = 9938 кН·м.
Расчет подкрановой части колонны
Таблица 8 – Нагрузки в подкрановой части колонны
Nmax (+Ms) Nmax (-Ms)
M1 = -1114 кН·м; N1 = -77301 кН.
M2 = 2728 кН·м; N2 = -77301кН.
h0 = hn – z0 = 1 – 04 = 096 м
y2 = h0 – y1 = 096 – 068 = 028 м
Определяем усилия в ветвях.
В подкрановой ветви:
Nmax (+Ms) - Mmax Ns
M1 = -21692 кН·м; N1 = -77301 кН.
y2 = h0 – y1 = 096 – 053 = 043 м
Определяем требуемую площадь ветвей и назначаем сечение. Для подкрановой ветви принимаем λ = 70 => φ = 0754.
Принимаем двутавр 23Б1 с площадью Аb1 = 3291 см2. h = 230 мм b = 110мм s = 56 мм t = 9 мм ix1 = 954см iy1 = 247 см Ix1 = 2996см4 Iy1 = 2003
Для наружной ветви принимаем λ = 70 => φ = 0754.
Принимаем ширину полки швеллера bf = 100 мм.
Afreq = bf · tf = 10 · 08 = 8 см2
Аb2 = 10 · 08 · 2 + 26 · 16 = 576 см2
Определяем положение центра тяжести.
Геометрические характеристики наружной ветви.
Уточняем положение центра тяжести колонны:
h0 = hn – z0 = 1 – 00287 = 09713м
y2 = h0 – y1 = 09713 – 0618 = 03533 м
Пересчитываем усилие в ветвях.
lb1 = λx1 · ix1 = 826 · 247 = 204 см
Принимаем lb1 = 197 см.
Проверка местной устойчивости швеллера.
Проверка местной устойчивости стенки швеллера.
В сечениях «a» и «cN» Qmax = -6777 кН. Определяем усилие в стержнях решетки.
Определяем требуемую площадь сечения стержней.
Принимаем λ = 120 => φ = 0419.
По сортаменту принимаем стержни решетки из равнополочного уголка 70 × 7 с площадью сечения Ad = 942 см2.
Проверка устойчивости колонны
А = Аb1 +=3291+576=9051см2
) При действии M1 N1.
) При действии M2 N2.
Расчет и конструирование узла сопряжения верхней и нижней частей колонны
Таблица 9 – Нагрузки на колонну в сечении сv
+Mmax Ns (1+(3+4)+5*)
M1 = -5229кН·м; N1 = -18698кН.
M2 = 7194 кН·м; N2 = -1319кН.
Рис. 20. Сопряжение надкрановой и подкрановой части колонны
Действие М1 и N1. Напряжение в наружной точке сопряжения частей колонн:
Напряжение во внутренней точке сопряжения частей колонн:
Действие М2 и N24. Напряжение в наружной точке сопряжения частей колонн:
Принимаем htr = 60 см. Определяем толщину траверсы:
Принимаем ttr = 10 мм.
где: Rp – расчетное сопротивление стали смятию торцевой поверхности; γm - коэффициент надежности по материалу.
Ширина опорной плиты подкрановой балки:
tpl = 20 мм – толщина опорной плиты подкрановой балки.
Ширина опорного ребра подкрановой балки:
Принимаем tf = 10 мм.
Прочность сварного шва:
Для сварки применяем полуавтоматическую сварку проволокой Св-08А с Rwf = 180 МПа [5 П6.1 6.2].
По конструктивным требованиям kfmin = 6 мм т.к. толщина наиболее толстого из свариваемых элементов tmax = 16 см. kfmax = 12 · 56 =7 мм. Принимаем катет сварного шва kf = 6 мм.
M1 = -5329кН·м; N1 = -18698 кН (1+2+5).
M3 = -927 кН·м; N3 = -18698 кН (1+2+5+3*+4).
По конструктивным требованиям kfmin = 6 мм т.к. толщина наиболее толстого из свариваемых элементов tmax = 10 см. kfmax = 12 · 56 = 67 мм. Принимаем катет сварного шва kf = 6 мм.
Расчет и конструирование базы колонны
Таблица 10 – Нагрузки на колонну в сечении a
M1 = -1878кН·м; N1 = -66753 кН.
M2 = 2728кН·м; N2 = -77301 кН.
Расчётное сопротивление бетона (В20) на местное сжатие Rbloc = α·φb·Rb.
Rb (B20) = 085 кНсм2. α=1.
Предварительно принимаем φb = 12.
Rbloc = 1 · 12 · 085 = 102 кНсм2
B1 = hдвут. + 2с = 23 + 2 · 4 = 31 cм принимаем B1=34см
B2 = hшвел. + 2с = 26 + 2 · 4 = 34 cм
Принимаем L1 = bf + 2 · (c + ttr) = 11 + 2 · (4 + 1) = 21 см.
Принимаем L2 = 2 · (ttr + bf + tw – z0) + 2c = 2 · (1+ 10 + 16 – 287) + 2 · 4 = 28см.
Уточняем расчетное сопротивление бетона смятию.
Rbloc = α · φb · Rb = 1 · 146 · 085 = 124 кНсм2
Проверка прочности бетона фундамента:
Прочность бетона фундамента обеспечена.
Определяем толщину опорной плиты. Материал опорной плиты – сталь С345.
qf1 = f1 · 1 см = 064 кНсм.
Участок 1 – консольный. Вылет консоли c = 4 см.
Участок 2 – опертый на четыре канта. Отношение большей стороны к меньшей b a = 212 522 = 406.
M2 = α · qf1 · a2 = 0125 · 048 · 5222 = 164 кН·см
Участок 3 – опертый на три канта. Отношения закрепленной стороны пластины к свободной b1 a1 = 6 11 = 0545 > 05.
M3 = · qf1 · a2 = 0066 · 048 · 112 = 383 кН·см
Определяем требуемую толщину плиты.
где: Mma γс = 12 [5 табл. П5.2].
Принимаем толщину плиты tpl = 12 мм.
qf2 = f2 · 1 см = 081 кНсм.
Участок 1 – консольный. Вылет консоли c =43м.
Участок 2 – опертый на четыре канта. Отношение большей стороны к меньшей b a = 214 10 = 241.
M2 = α · qf2 · a2 = 0125 · 081 · 102 = 10125 кН·см
Участок 3 – опертый на четыре канта. Отношение большей стороны к меньшей b a = 214 87 = 246.
M3 = α · qf2 · a2 = 0125 · 081 · 2462 = 061кН·см
Участок 4 – опертый на три канта. Отношения закрепленной стороны пластины к свободной b1 a1 = 55 174 = 031 05. Плита рассчитывается как консоль.
Принимаем толщину плиты tpl = 16 мм.
Принимаем толщины обеих опорных плит 16 мм.
Расчёт высоты траверс из условия размещения сварных швов.
) Для внутренней ветви.
По конструктивным требованиям kfmin = 6 мм т.к. толщина наиболее толстого из свариваемых элементов tmax = 16 см. kfmax = 6 мм. Принимаем катет сварного шва kf = 6мм.
Определяем высоту траверсы.
где: 85 f kf = 85 · 09 · 10 = 765 см
Принимаем htr1 = 8см.
) Для наружной ветви.
По конструктивным требованиям kfmin = 6 мм т.к. толщина наиболее толстого из свариваемых элементов tmax = 14 см. kfmax = 6 мм. Принимаем катет сварного шва kf = 6 мм.
Принимаем htr2 = 13 см.
Принимаем для обоих ветвей траверсы высотой 50 см. Материал траверс – сталь С345.
Проверим прочность траверсы на изгиб и срез. Погонная нагрузка на один лист траверсы qtr = f · B 2 = 081· 34 2 = 1377 кНсм. Определяем изгибающий момент и поперечную силу в траверсе в месте прикрепления ее к колонне.
где: ctr = 67 см – вылет консольной части траверсы.
Определяем прочность траверсы на изгиб и срез.
Прочность траверсы на изгиб и срез обеспечена.
Исходные данные для расчета анкерных болтов
Производим расчет анкерных болтов для крепления наружной ветви колонны.
Усилие в анкерных болтах:
Производим расчет анкерных болтов для крепления подкрановой ветви колонны.
Принимаем 2болта диаметром 24 мм; Aba=2*452=904см2
Список используемых источников
СНиП II-23–81*. Стальные конструкции. Нормы проектирования Госстрой России. М.: ГУП ЦПП 2003. – 55 с.
СНиП 2.01.07-85*. Нагрузки и воздействия. Нормы проектирования Госстрой России. М.: ГУП ЦПП 2003. – 36 с.
Металлические конструкции: учебник для вузов Ю.М. Кудишин Е.И. Беленя В.С.Игнатьев и др; под редакцией Ю.М. Кудишина – 9-е изд. стер. –М.: Акалемия 2007. – 688 с.
Кузин Н.Я. Проектирование и расчет стальных ферм покрытий промышленных зданий. Учебное пособие Пенза.: ПГАСА 1998. – 184 с.
О.В. Умнова О.В. Евдокимцев. Стальной каркас здания павильонного типа: учеьное пособие. – Тамбов.: Изд-во Тамб. гос. техн. ун-та 2008. – 160 с.
Пособие к проектированию стальных конструкций (к СНиП II-23-81*) – М.: ЦИТП Госстроя СССР 1986.
Тамбовский Государственный
Технический Университет
Кафедра - Конструкции Зданий
Расчет рамы однопролетного производственного здания
И С Х О Д Н Ы Е Д А Н Н Ы Е
Полная высота колонны HK= 12.20 м
Высота нижней части колонны HN= 7.88 м
Высота верхней части колонны HV= 4.32 м
Пролет здания L= 24.00 м
Отношение моментов инерции IpIn= 4.00
Постоянная нагрузка на ригель Q1= 9.650 кНм
Снеговая нагрузка на ригель Q2= 4.590 кНм
Вес верхней части колонны включая вес стен F1= 16.10 кН
Вес нижней части колонны включая вес стен F2= 32.46 кН
Эксцентриситет Е0= 0.2900 м
Коэффициент простр. работы каркаса A= 0.90300
Ветровая нагрузка Qmax= 1.880 кНм
Ветровая нагрузка Qmin= 1.246 кНм
Сосредоточенная ветровая нагрузка FB= 17.320 кН
Р Е З У Л Ь Т А Т Ы Р А С Ч Е Т А
ma= 70.45 mcn= 4.73 mcv= -33.52 mb= -69.30
qac= -8.34 qbc= -8.28
ma= 33.98 mcn= 0.76 mcv= -15.21 mb= -33.31
qac= -4.22 qbc= -4.19
Вертикальная нагрузка от мостовых кранов
ma= -16.57 mcn= -199.47 mcv= 80.07 mb= -20.52
qac= -23.21 qbc= -23.29
map= 112.06 mcnp= -53.92 mcvp= 37.66 mbp= -53.35
qacp= 21.06 qbcp= 21.07
Горизонтальная нагрузка от мостовых кранов
ma= -68.96 mc = 18.62 mb= -4.65
qac= 11.11 qbc= -5.39
map= 39.01 mcp= 3.79 mbp= -15.48
ma= -181.28 mc= -3.95 mb= 43.57
qac= 29.90 qbc= 6.96
map= 170.54 mcp= 7.52 mbp= -48.88
qap= 25.59 qbp= 10.38
Рис.1Эпюры усилий в стойках рамы
Расчет статически определимой фермы покрытия
Номер загружения - 1 2 3 4
Номер стержня Усилия kH
Подбор сечения стержней фермы

металлы.dwg

КП "Металлические конструкции
Каркас одноэтажного производственного
Схема связей по верхним поясам ферм М1:400
Схема связей по нижним поясам ферм М1:400
Связи по колоннам М1:400
Оси анкерных болтов
Спецификация металла
Таблица отправочных марок
Общий вес конструкций
Примечания: 1. Материал конструкций сталь С245
кроме оговоренных; 2. Сварка ручная дуговая по ГОСТ 5264-80* электродами типа Э42А
механизированная по ГОСТ 8713-79* сварочной проволокой Св-08А; 3. Катеты сварных швов 6 мм
Примечания: 1. Рабочая документация выполнена в соответствие с СНиП 2.01.07-85* "Нагрузки и воздействия" и СНиП II.23-81* "Стальные конструкции"; 2. Материал конструкций по ГОСТ 27772-88 "Прокат для строительных стальных конструкций"; 3. Конструкции должны быть изготовлены в соответствии с ГОСТ 23188-99 "Конструкции стальные строительные".
Схемы расположения связей по верхним
механизированная по ГОСТ 8713-79* сварочной проволокой Св-08А; 3. Обычные болты по ГОСТ 2150-81 класса прочности 4
; 4. Катеты сварных швов 5 мм
Схема фермы стропильной
ТГТУ 270800.01-024-2014
Отправочные элементы колонны