Стальной каркас одноэтажного промышленного здания, оборудованного мостовыми кранами легкого и среднего режимов работы (№2)

Курсач по металлам2Л3.dwg

Расчёт и проектирование конструкций одноэтажного промышленного здания с мостовыми кранами
Отправочный элемент верхней части колонны
Отправочный элемент нижней части колонны
Примечание: 1. Спецификацию металла колонны см. прил. в пояснит зап.
Таблица отправочных марок
Колонна. Разрезы. Узлы.
Всего по чертежу 73 350 кг=73

Курсач по металлам2Л1.dwg

Расчёт и проектирование конструкций одноэтажного промышленного здания с мостовыми кранами
Схема связей по нижним поясам ферм М 1:500
Схема связей по верхним поясам ферм М 1:500
Разрез 1 - 1 М 1:500
Конструктивный чертёж подкрановой балки МA1 г 1:50
варить с полным проваром
Схема поперечной рамы М 1:200
Ж.б. ребристая плита б=450 мм
Пароизоляция 1 слой рубероида б=2 мм
Утеплитель минераловатные плиты б=40 мм
Цементно-песчанная стяжка б=20 мм
Рулонный ковер 3 слоя рубероида б=12 мм
Защитный слой гравий утопленный в битуме б=20 мм
Схема поперечной рамы. Схема связей по нижним и верхним поясам ферм. Конструктивный чертёж подкрановой балки.
Примечание 1. Все колонны К-1 2. Элементы Ф-1 состоит из двух отправочных марок Ф-1-1 3. Плиты покрытия приварить в четырёх точках 4. Монтажную сварку производить электродами Э42А 5. При монтаже предусматреть съёмные инвентарные связи по верхним поясам ферм. 6. Спецификацию металла подкрановой балки см. прил. в пояснит зап.

Мой курсовой МК2.doc

Федеральное агентство образования
Кафедра: “ Промышленное и гражданское строительство”
на тему:“Стальной каркас одноэтажного промышленного здания оборудованного мостовыми кранами легкого и среднего режимов работы”
Расчётно-пояснительная записка
Приложение: графическая часть
(объем 3 листа формата А2)
Район строительства - г. Кишинёв
Характер покрытия - теплое
Оборудован мостовым краном грузоподъемностью Q=15 т
Снеговая нагрузка Р=05кНм²
Ветровая нагрузка =035кНм²
Продольный шаг колонн В=12м
Высота от пола до головки рельса h=13м.
Шарнирное сопряжение ригеля с колонной.
Определение размеров поперечной рамы.
1 Определение вертикальных размеров.
Расстояние от головки кранового рельса до низа несущих конструкций покрытия:
H2> (Нкр+ 100) + f где
(Нкр+100) – расстояние от головки рельса до верхней точки тележки крана плюс установленный по технике безопасности зазор между этой точкой и строительными конструкциями равный 100 мм;
f – размер учитывающий прогиб конструкции покрытия принимаем равным 300 мм.
H2> (Нкр+ 100) + f = 2300 +100 + 300 = 2700 мм;
так как L=30 м то f =300мм
Для соблюдений условий H2 принимаем кратным 200 мм тогда H2=2800мм.
Высота цеха от уровня пола до низа стропильных ферм:
где Н1 – наименьшая высота головки кранового рельса = 13000 мм.
H0 = H1+Н2=13000 + 2800 = 15800 мм
Ближайший больший размер кратный 1800 мм - 16200 мм Принято H0=16200 мм.
Устанавливаем размеры верхней части колонны:
При высоте подкрановой балки с рельсом равной 18 ее пролета
где hб – высота подкрановой балки =1500мм; hр – высота кранового рельса 120 мм.
Hв= (hб+hр) +Н2=1500+120+2800=4420 мм.
При заглублении база колонны на 600 мм ниже пола
Нн=Но-Нв+600=15800-4420+600=11980
Полная высота колонны
H= Hн+ Hв=11980+4420=16400 мм.
Высота ригеля принимается Нф = 3150 мм (типовая стропильная ферма с элементами из парных уголков с уклоном верхнего пояса i = 0.025 для всех пролетов от 30 до 36 м используется ферма).
В производственных зданиях с большими теплогазовыделениями используются фонари необходимость которых может быть обусловлена технологическими процессами в цехах и шириной здания. Ширину и высоту фонаря назначают от пролета цеха.
L = 24 – 36 м Вф = 12 м hф = 3.5 4 м.
Общая высота шатровой части здания
bф = 12 м Нфн = 4000 мм.
Нш = Нр + Нфн = 3150 + 4000 = 7150 мм
2 Определение горизонтальных размеров.
Горизонтальные размеры :
Не небходим проход в теле колонны и поэтому привязка а0=250 мм высота сечения верхней части колонны hв=112 Hв=112*4420=368 мм по условию жёсткости принимаем hв=450 мм
Расстояние от оси подкрановой балки до оси колонны должно быть не менее.
λ=B1+(hв-a0)+75=200+(450-250)+75=475 мм
принимаем λ=500 мм (т при отсутствии проходов надкрановой части колонны).
В1 – размер кранового моста =200 мм;
мм – зазор между краном и колонной по требованиям безопасности.
Пролет мостового крана:
Lкр=L-2λ=30000-2*500=29000 мм.
Ось подкрановой части колонны обычно совмещают с осью подкрановой балки в этом случае высота сечения нижней части колонны
hн=a0+λ=250+500+100=850 мм;
hн>120H=1640020=820 мм;
Сечение верхней части колонны назначаем сплошным двутавровым нижней –при ширине до 1 м принимаем - сплошным.
Схема поперечной рамы приведена на рис.1
Рис. 1 Схема поперечной рамы.
Расчет поперечной рамы.
Рис. 2. Расчетная схема рамы.
Требуется произвести статический расчет и определить усилия в элементах рамы прокатного цеха. Место строительства
1. Расчетная схема рамы.
В соответствии с конструктивной схемой (см. рис. 1) выбираем ее расчетную схему и основную систему (рис. 2). Расстояние между центрами тяжести верхнего и нижнего участков колонн:
е0 = 05(hн — hв) = 05* (850-450)=200 мм=02м
Сопряжение ригеля с колонной назначаем шарнирным (краны среднего режима работы цех однопролетный).
2 Нагрузки на поперечную раму.
Все нагрузки подсчитываются с учетом коэффициента надежности по назначению (γн = 0.95 для большинства промышленных зданий).
Постоянная нагрузка.
Нагрузку на 1 м2 кровли подсчитываем по табл. 1
Коэффициент перегрузки
Защитный слой (битумная мастика с в топленным гравием)
g=21 кН м3; d=20 мм.
Гидроизоляция (4 слоя рубероида)
g=6 кНм3; d=0006 мм.
Пароизоляция (1 слой рубероида)
Утеплитель (минераловатные плиты)
Собственный вес жб ребристой панели
Расчетная равномерно распределенная линейная нагрузка на ригель рамы по формуле :
Опорная реакция ригеля рамы:
FR = =174*302=2610 кН.
Расчетный вес колонны. Верхняя часть(20% веса):
Gв=γв*γm*02*hв*bф*L2=095*105*0450*02*12*302=162кН.
Нижняя часть колонны(80% веса):
Gн= γн*γm*08*hн*bф*L2=095*105*08*085*12*302=648 кН.
Поверхностная масса стен 200 кгм2 переплётов с остеклением 35 кгм2. В верхней части колонны (включая вес этой чести колонны):
F1=γн[12*20*hст.п.*bф+11*035*hо*bф]+Gв= =095*[12*20*70*12+11*035*12*12] +162=2130 кН
В нижней части колонны:
F2=095*[12*20*55*12+11*035*6*12] +648 =2416 кН.
Рис.3. Постоянные нагрузки.
Вес снегового покрова P0=05 кНм².
При Po=12805=256 коэффициент перегрузки n=145.
Линейная распределенная нагрузка от снега на ригель рамы по формуле:
qСH = = 095* 145* 1*05*12=83 кНм
Опорная реакция ригеля:
Рис.4. Снеговая нагрузка
Вертикальные усилия от мостовых кранов
Рис. 5. Определения нагрузки от мостовых кранов
Тип кранового рельса КР-70 ;
Высота рельса =120мм. ;
Высота подкрановой балки hб=1500мм.;
Вес крана Gkр=340 кН;
Вес тележки GT=70 кН.
База крана=4400мм. и расстояние между колесами двух кранов 1900мм. а также нормативное усилие колеса по прил. 1. По формулам :
Dmax = *Fimax*y1+ γm *Gn.b.+n*qn*вт*вф=
=11*085*190*2235+105*45+12*15*15*12=4767 кН
(вес подкрановой балки Gn.б =025*12*15=45кН);
Fmin=(10*Q+Gт.к.)n0 – Fmax=(10*15+340)2 – 190=73 кН.
Dmin=11*085*73*2235+105*45+12*15*15*12=2322 кН.
где φ n – коэффициенты перегрузки и сочетания; F Gnb – нормативный вес подкрановых конструкций; qn- полезная нормативная нагрузка на тормозной площадке (15 кНм2); вт-ширина тормозной площадки; вф - шаг колонн.
Сосредоточенные моменты от вертикальных усилий Dmax Dmin по формуле:
ek=(05 055)hн=05*0850=0425м;
Mmln = ек Dmin =0425*2322= 987 кН ·м.
Горизонтальная сила от мостовых кранов передаваемая одним колесом по формулам :
THk = f*(10*Q + GT*n0')n0 = 005*(10*15+70*1)2= 55 кН.
где f = 0.05 – для крана с гибким подвесом груза; n0 – число колес на одной стороне крана;
n'0 – число тормозных колес (для двух колес – одно тормозное)
Сила Т: T = γн * n·nc·TKH yi =095*11* 085*55*2235=102кН
Считаем условно что сила Т приложена в уровне уступа колонны (рис.5б).
Рис. 6. К определению ветровой нагрузки.
Нормативный скоростной напор ветра g0=035 кНм2
Расчет ведется по формуле:
где g0- скоростной напор ветра; с-аэродинамический коэффициент = 08 с наветренной стороны с=06 при отсосе с заветренной стороны; В-шаг рамы м; k- коэффициент учитывающий высоту и защищённость от ветра другими строениями
(см прилож. 3 1 ); n-коэффициент перегрузки который для зданий равен 12.
К2(ср)=065+052=0575
Кх=065+(085-065)10*(162-10)=0774
К3(ср)=( Кх+065)2=(0774+065)2=0712
К4=065+(085- Кх )10*(Н+315-10)=065+(085-0774)10*(162+315-10)=0721
К4(ср)=( К4+ Кх)2=(0721+0774)2=0748
Кср(общ) =( К1(ср) *h1+ К2(ср) *h2+ К3(ср) *h3)H=(05*5+0575*5+0712*62)162=06
Получим эквивалентную погонную расчетную ветровую нагрузку:
qракт=γn*n*c*q *Кср.(общ)*В=095*12*08*035*06*12=23 Кн*м;
qротс=095*12*06*035*06*12=172 Кн*м;
б) Для ригеля (фермы):
qракт р=095*12*08*035*0748*12=286 Кн*м;
qротс р=095*12*06*035*0748*12=215 Кн*м;
Определяем сосредоточенную нагрузку:
W1акт =qракт.р*hp=286*315=901
W2отс=qротс р*hp=215*315=677
W= W1акт+ W2отс=901+677=1578
3 Статический расчет поперечной рамы.
Определяем моменты жесткости инерции поперечной рамы:
Где Ry – расчетное сопротивление принятой марки стали Ry=245 МПа.
Определение опорной реакции ригеля рамы
) опорные реакции от покрытия
Fп=В*l2=174*302=261кН
е=hв – а0=045 – 025=02;
) опорные реакции от снеговой нагрузки
; Fп=В*l2=83*302=1245 кН
В= qn= 83 кНм; е=hв – а0=045 – 025=02;
) от вертикального давления
) от силы поперечного торможения
Rв(т)=05*K3*T=05*0597*102=304 кН;
Ракт=qракт.к=23 кН*м
Ротс=qротс.к=172 кН*м
Rв(ветр)=05*[1578+01663*164*(23-172)]=868 кН.
Расчет на постоянные нагрузки
M2=Rв*Нв +F1*hв +Fn *ев =-42*442+213*045+2610*02=1294 кН*м;
N2= Fn+F1=261+213=474 кН;
М3= Rв*Нв+ F1* hв +Fп*ен=-42*442+213*045+2610*02=1294 кН*м;
М4=Rв*Н + F1* hв + F2* hн+ Fn *(λ+01)=- 42*164+213*045+2416*085+261*(075+01)= 4542 кН*м;
N4= Fn + F1+ F2=261+213+2416=7156 кН;
Вертикальные давления от мостовых кранов.
Dмах на левую стойку:
M2=Rв*Нв -Dмах *ен =20*442-4767*02=-8656 кН*м;
М3= Rв*Нв -Dмах *ев =-8656 кН*м;
М4=Rв*Н- Dмах *(е+ hв)=20*164-4767*(02+045)=-2771 кН*м;
Dмin на правую стойку:
Расчет ветровой нагрузки.
M2=Rв*Нв -qэакт * Нв²2-W1* Нв =868*442-23*442²2-901*442=-239 кН*м;
М3=Rв*Нв -qэакт * Нв²2-W1* Нв =-239 кН*м;
М4=Rв*Н- qэакт *Н²2 -W1*Н =868*164-23*164²2-901*442=-2068 кН*м;
Q4= Rв -W1- qэакт *Н =868-901-23*164=-385 кН;
M2=-Rв*Нв -qэотс*Нв²2-W2*Нв =-868*442-172*442²2-677*442=-851 кН*м;
М3=-Rв*Нв -qэотс * Нв²2-W2* Нв =-851 кН*м;
М4=-Rв*Н- qэотс *Н²2 -W2 =-868*164-172*164²2-677*164=-4847 кН*м;
Q4=- Rв -W2- qэотс *Н =-868-677-172*164=-436 кН;
Сила поперечного торможения.
M2=Rв*Нв +Т *( hр + hп.б.) =304*442+102*(012+15)=300 кН*м;
Q2=Т+ Rв =102+304=1324 кН;
М3=Rв*Нв +Т *( hр + hп.б.) =300 кН*м;
М4=Rв*Н+Т*( hр + hп.б. +Н н) =304*442+102*(012+15+1198)=1522 кН*м;
M2=-Rв*Нв =-304*442=-1345кН*м;
М3=-Rв*Нв =-1345 кН*м;
М4=-Rв*Н=-304*164=-499 кН*м;
M2=Rв*Нв + Fсн *ев +F1 * hв = =20*442+2130*045+1245*02=11191 кН*м;
N2= Fсн +F1 =1245+2130=3375 кН;
М3=Rв*Нв + Fсн *ен +F1 * hв =-20*442+2130*045+1245*02=11191 кН*м;
N3= Fсн +F1 =3375 кН;
М4= Fсн *( λ+0.1)+ F1* hв+ F2* hн+ Rв*Н= =1245*(075+01)+213*045+2416*085+(-20)*164=3742кН*м;
N4= Fсн +F1+ F2=1245+2130+2416=5791 кН;
Таблица 2. Расчетные усилия в стойках поперечной рамы
вертикальная на левую стойку
вертикальная на прав. Стойку
сила попер. Торможения на лев.стойку
сила попер. Торможения на пр.стойку
ветровая ветер справа
ветровая ветер слева
Таблица 3. Определение расчетных сочетаний усилий в стойках поперечной рамы.
Таблица комбинации усилий
Расчет ступенчатой колонны производственного здания.
Требуется подобрать сечения сплошной верхней и нижней частей колонны однопролетного производственного здания. Расчетные усилия указаны в Табл. 2 и 3
Для верхней части колонны в сечении 2 – 2:
М=38501 кН*м N=98673 кН.
Для нижней части колонны в сечении 3 – 3:
M=38501 кН*м N=98673 кН.
M=89727 кН*м N=14458 кН Q=4438 кН.
Материал колонны –сталь С-245 Ry=245 МПа с толщиной проката t=10 20 мм
бетон фундамента марки М200.
Конструктивная схема колонны показана на рис. 19
Соотношение жестокостей верхней и нижней частей колонны
2. Определение расчетных длин колонны.
Расчетные длины для верхней и нижней частей колонны в плоскости рамы определим по формулам: lx1=1 l1 и lx2=2 l2
Так как HвHн=l2l1=44211980=03706 и NнNв=1445898673=1463 принимаем значения
Таким образом для нижней части колонны: l
lx2=m2*l2=25*442=1105 см.
Расчетные длины из плоскости рамы для нижней и верхней частей равны соответственно:
lу2=Hв-hб=442-150=292 см.
3. Подбор сечения верхней части колонны.
Сечение верхней части колонны принимаем в виде сварного двутавра высотой
Определяем требуемую площадь сечения по формуле .
Для симметричного двутавра:
Радиус инерции ix042*h=042*45=189см.
Ядровое расстояние ρ
Относительная гибкость
Относительный эксцентриситет
Значение коэффициента определим по прил. 10 1. Примем в первом приближении AпАст=1 тогда:
m1x=* mx=151* 248=374
По прил. 8 1 определяем φвн=0274;
высота стенки hст=hв—2*tп=45-2*14=422 см (принимаем предварительно толщину полок tп=14 см).
По табл. 14.2 1 т>1 и >08 из условия местной устойчивости
Принимаем tст=10 см.
В расчётную площадь сечения колонны включаем два крайних участка стенки шириной по
Требуемая площадь полки:
Из условия устойчивости верхней части колонны из плоскости действия момента ширина полки bп≥
из условия местной устойчивости полка по формуле:
Принимаем bп=32 см; tп=16 см;
Aп=32* 16=512 см2>Aп.тр=4885 см2;
bсвtп=(32-1)(2*16)=97163.
Геометрические характеристики сечения.
Полная площадь сечения
Aо=2*32*16+10* 418=1442 см2;
расчетная площадь сечения с учетом только устойчивой части стенки:
Момент инерции сечения относительно оси х-х
Момент инерции сечения относительно оси y-y
Момент сопротивления
Проверка устойчивости верхней части колонны в плоскости действия момента:
Гибкость колонны в плоскости действия момента
x=lx2ix= 1105194=5696
Относительный эксцентриситет mх =Mх(N* ρх)=38501 (98673* 1674) =233
AпАст=16*32(10 *418)=122
Значение коэффициента влияния формы определяем по прил. 10 1 при AпАст=122
Приведенный относительный эксцентриситет mix= * mх=152*233=355
По прил. 8 1 определяем φвн=0288;
Фактическое напряжение в сечении:
(245-226245)*10049%5%;
Проверка устойчивости верхней части колонны из плоскости действия момента:
φу=0899 по прил. 7 1;
Для определения mx найдём максимальный момент в средней трети расчётной длины стержня
mх =Mх*А (N* Wx)=8478*1442(98673*2413) =051
при≤5 коэффициент с=(1+α* mх). Значения =1; α=07 определим по прил. 11 1
Поскольку hстtст=41810=41838*= 38*=11019
то проверку устойчивости колонны из плоскости действия момента проводят с учётом всей площади сечения
4 Подбор сечения нижней части колонны.
Сечение нижней части колонны сквозное состоящее из ветвей соединенных решеткой. Высота сечения hн=850 мм. Подкрановую ветвь колонны принимаем из широкополочного двутавра наружную составного сварного сечения из трех листов.
Определим ориентировочное положение центра тяжести. Принимаем zo=5 см; ho=h-zo=85-5=80 см; Определяем расстояние между центрами тяжести ветвей колонн:
у2=ho-у1=80-56=24 см.
Определим усилия в ветвях :
В подкрановой ветви
Определяем требуемую площадь ветвей и назначаем сечение.
Для подкрановой ветви Aв1=Nв1φ* R*γ; задаемся φ=080;
R=225 МПа=225 кНсм2 (сталь марки С235 фасонный прокат)
тогда Aв1=7773080·225=438 см2.
По сортаменту подбираем двутавр 35Б1с параллельными гранями полок;
Aв1=4953 см2; i iy=327 см.
Для наружной ветви Aв2=Nв2φ* R*γ=21336(08*215)=1240см2 (R=215 кНсм2 листовой прокат из стали С235 толщиной до 20 мм; φ=08).
Для удобства прикрепления элементов решетки просвет между внутренними гранями полок принимаем (314 мм). Толщину стенки швеллера tст для удобства ее соединения встык с полкой надкрановой части колонны принимаем равной 20 мм; высота стенки из условия размещения сварных швов hст=355 мм.
Требуемая площадь полок:
Aп=(Aв2-tст *hст)2=(124-355*20)2=265 см2.
Из условия местной устойчивости полки швеллера
Геометрические характеристики ветви:
Площадь сечения ветви Ав2=(18*355+2 *324)=1287 см2;
Расстояние до центра тяжести ветви
Моменты и радиусы инерции ветви относительно осей
Уточняем положение центра тяжести сечения колонны:
ho= hh -zo=85-59=791 см;
y1=Aв2·hо(Aв1+ Aв2)=1287 *791(452+1287)=585 см;
Так как отличие от первоначально принятых размеров есть поэтому усилия в ветвях пересчитываем:
Проверка устойчивости ветвей
из плоскости рамы (относительно оси у—у) ly=1198 см.
=Nв1(φyAв1)=7437(0687*4953)=219 кНсм2; R=225 кНсм2.
=Nв2(φyAв2)=22036 (0591* 1287)=29 кHcм2R=215 кНсм2.
Перенапряжение на 30% недопустимо следовательно сечение ветви недостаточно. Для увеличения сечения можно увеличить профили элементов ветви либо сделать более широкую колонну. Так как увеличивать толщину листов наружной ветви колонны не целесообразно в виду большего расхода стали на колонну увеличиваем профиль подкрановой ветви тем самым мы колонну делаем шире.
По сортаменту подбираем двутавр 40Б1с параллельными гранями полок;
Aв1=6125 см2; i iy=342 см R=215 МПа=215 кНсм2 (сталь марки С235 фасонный прокат).
Для удобства прикрепления элементов решетки просвет между внутренними гранями полок принимаем (356 мм). Толщину стенки швеллера tст для удобства ее соединения встык с полкой надкрановой части колонны принимаем равной 18 мм; высота стенки из условия размещения сварных швов hст=400 мм.
Aп=(Aв2-tст *hст)2=(124-40*18)2=260 см2.
Площадь сечения ветви Ав2=(18*40+2 *324)=1368 см2;
ho= hh -zo=85-56=794 см;
y1=Aв2·hо(Aв1+ Aв2)=1369 *794(6125+1369)=549 см;
=Nв1(φyAв1)=789(0744*6125)=205 кНсм2; R=215 кНсм2.
=Nв2(φyAв2)=2129 (0695* 1368)=223 кHcм2>R=215 кНсм2.
Перенапряжение на 37% что допустимо
Из условия равноустойчивости подкрановой ветви в плоскости и из плоскости рамы определяем требуемое расстояние между узлами решетки:
λ lв1=745*ix1=745*342 =2548 см.
Принимаем lв1=220 cм разделив нижнюю часть колонны на целое число панелей. Проверяем устойчивость ветвей в плоскости рамы (относительно осей х1—х1 и х2—x2).
Для подкрановой ветви
=Nв1(φ*Aв1)=789(0814*6125)=158 кНсм2R=215 кНсм2.
=Nв2(φx*Aв2)=2129(0916*1368)=170 кНсм2R=215 кНсм2.
Расчет решетки подкрановой части колонны.
Поперечная сила в сечении колонны Qmax=4438 кН.
Условная поперечная сила Qycл=7.15·10-6(2330—ЕR)(Nφ)
Qусл=02*A=02*(6125+1369)=3963 кHQmax=4438 кН.
Расчет решетки проводим на Qmaх.
Усилие сжатия в раскосе:
Зададимся λр=100; φ=056
Требуемая площадь раскоса
Ар.тр=Np(φ*R*γ)=364(056*225* 075)=385 см2;
R=225 МПa=225 кНсм2 (фасонный прокат из стали марки С235);
γ=075 (сжатый уголок прикрепляемый одной полкой).
Принимаем 63*5 Ар=613 см²; λma
Напряжение в раскосе
=Np(φ*Ар)=364(0488*613)=1217 кНсм2R·γ=225·075=169 кНсм2.
Проверка устойчивости колонны в плоскости действия момента как единого стержня
Геометрические характеристики всего сечения:
А=Ав1+Ав2=6125+1368=19805 см2;
λх=lx1ix=1917367=522.
Приведенная гибкость:
Коэффициент α1 зависит от угла наклона раскосов можно принять α1=345 Ар1=2 *А=2*613=1226 см2 площадь сечения раскосов по двум граням сечения колонны;
Для комбинации усилий догружающих наружную ветвь (сечение 4 – 4) N=14458 кН; М=89727 кН·м;
=N(φвн·А)=14458(0368*19805)=199 кНсм2R=215 кНсм2.
Для комбинации усилий догружающих подкрановую ветвь (сечение 3 – 3) N=98673 кН; М=38501 кН·м;
=N(φвн* А)=98673(0468* 19805)=106 кНсм2R=215 кНсм2.
Устойчивость сквозной колонны как единого стержня из плоскости действия момента проверять не нужно так как она обеспечена проверкой устойчивости отдельных ветвей.
5 Расчет и конструирование базы колонны.
Расчетные комбинации усилий в нижнем сечении колонны:
)М=89727 кН·м N=14458 кН (для расчёта базы наружной ветви).
)М=-27634 кН·м N=14446 кН (для расчёта базы подкрановой ветви).
Усилия в ветвях колонны определяем:
База наружной ветви.
Требуемая площадь плиты
Апл.тр= Nв2Rф=21289 102=2087 см2
Rф=g ·Rв=12·085=102 кН см2 (Бетон М200)
По конструктивным соображениям свес плиты с2 должен быть не менее 4 см. Тогда
Вbk+2·с2=392+2*4=472 см принимаем В=48 см;
Lтр=Апл.трВ=208748=435 см принимаем L=45 см
Апл.факт.=48*45=2160 см² Апл.тр=2087 см2.
Среднее напряжение в бетоне под плитой
sф= Nв2 Апл.ф.=212892160=098 кН см2.
Из условия симметричного расположения траверс относительно центра тяжести ветви расстояние между траверсами в свету равно:
*(bп+tст+z0)=2*(18+18-56)=284 см; при толщине траверсы 12 мм
с1 = (L - d - 2×tтр)2 =(45-284-2*12)2=71см.
Определяем изгибающие моменты на отдельных участках плиты
Участок 1 (консольный свес с=с1=71 см)
М1=sф с122=098*7122=247 кН см .
Участок 2 (консольный свес с=с2=54 см)
М2=sф с122=098* 4422=95 кН·см
Участок 3 ( плита опертая на четыре стороны
ba=35618=182; α=0094);
М3=sф*α* a2=0094* 098*182=299 кН см.
Участок 4 ( плита опертая на четыре стороны
ba=356 86=4142; α=0125);
М4=sф α a2=0125* 098*862=913 кН см.
Принимаем для расчета Мmaх=М3=829 кН·см.
Требуемая толщина плиты
R=205 кН см2 для стали С235 толщиной 21-40 мм.
Принимаем tпл=32 мм ( 2 мм припуск на фрезеровку).
Высоту траверсы определяем из условия размещения шва крепления траверсы к ветви колонны. В запас прочности все усилие в ветви передаем на траверсы через 4 угловых шва. Сварка полуавтоматическая проволокой марки Св-08А d=14 2 мм; катет углового шва kf = 8 мм; Rу =180 Мпа; Rwz= 045·Run = 045·360 = 162 МПа. По табл.34* f = 09; z = 105. Тогда шв·Rн= 09·180 = 162 МПа z Rwz = 105·162 = 170 Мпа.
Требуемая длина шва определяется по формуле
lш.тр.=Nв24·kш·(b·Ryсв gyсв)m
lш. 85·gш·kш=85·09·08=61.
Принимаем hтр=42 см.
Требование к максимальной длине швов выполняется. Крепление траверсы к плите принимаем угловыми швами kшв=10 мм.
Проверяем прочность швов
Проверка прочности траверсы выполняется.
Расчет и конструирование стропильной фермы
1. Расчетная схема ригеля.
Решетчатый ригель поперечной рамы при жестком его сопряжении с колоннами работает как упругозащемленная на опорах однопролетная балочная конструкция. Статический расчет ригеля на вертикальную нагрузку (вес шатра g и снеговая нагрузка S) производится как свободно опертой балочной конструкции. Момент возникающий от защемления ригеля в колоннах учитывается как нагрузки приложенные на опорах свободно опертой балочной конструкции(момент приводится к парам сил). Определение усилий в стержнях ферм может быть выполнен путем построения диаграммы Масквелла – Кремоны или с помощью ЭВМ.
Материал стержней ферм – сталь марки ВСт3пс6-1 R=24 кНсм2 (t≤20 мм) фасонок – ВСт3сп5-1 по ТУ 14-1-3023-80; пояса из тавров с параллельными гранями полок; решетка из уголков
2. Сбор нагрузок на ферму.
Вся нагрузка действующая на ферму обычно приложена к узлам фермы к которым крепятся элементы кровельного покрытия (в данном случае ребра жб плит).
Постоянная нагрузка. Состав кровли см. табл.1
Нагрузка от покрытия (за исключением веса фоноря):
Вес фонаря в отличии от расчёта рамы учитываем в местах фактического опирания фонаря на ферм.
Вес каркаса фонаря на единицу площади горизонтальной проекции фонаря
Вес бортов стенки и остекления на единицу длины стенки
Узловые силы (рис. 10а):
Силы F0 и F9 приложены к колоннам и в расчёте фермы не учитываются.
Снеговая нагрузка. Расчётная нагрузка: p=p0*n*c*γн=05*145*095*с=07с;
n=145 см. расчёт рамы.
-й вариант снеговой нагрузки (рис. 10 б)
-й вариант снеговой нагрузки (рис. 10 в)
Опорные реакции: на левой опоре
Нагрузки от рамных моментов см. табл.3.
Мma М2.соот=185кН*м.
Нагрузки от распора рамы Н1=-27 кН; H2=-525 кН.
3. Определение усилий в стержнях фермы
Усилия в стержнях фермы определяем раздельно для каждой нагрузки на ЭВМ с использованием программного комплекса "ЛИРА ПК". Расчетная конечно-элементная модель фермы и схема приложения узловых нагрузок приведена в приложении.
Для определения усилий от опорных (рамных) моментов определяются усилия от единичного момента приложенного к левой опоре; зеркальное отображение этих усилий дает значения усилий в стержнях фермы от единичного момента приложенного к правой опоре. Единичный момент заменяется парой сил с плечом равным расчетной высоте фермы на опоре.
Усилия от единичных моментов умножаются на соответствующие значения моментов и суммируются.
Усилия от распора рамы прикладываем целиком к нижнему поясу.
Результаты статического расчет оформляем в виде сводной таблицы (табл.4) которую в виду симметрии фермы составляем для ее половины. Усилия от опорных моментов и распора рамы учитываем только в том случае если они догружают стержень или меняют знак с "+" на "-". При учете усилий от опорных моментов снеговая нагрузка вводится с коэффициентом сочетания y = 09.
Расчетные усилия в стержнях фермы и расчетные длины стержней
Усилия от постоянной нагрузки
Усилия от снеговой нагрузки
Усилия от распора рамы
4. Подбор и проверка сечений стержней ферм
Подбор сечений элементов фермы оформляем в виде сводной таблицы
(табл. 5) в которой отражены все расчетные характеристики стержней. Сечение считается выбранным удачно если любой профиль меньшего поперечного сечения уже не удовлетворяет условиям прочности устойчивости или предельной гибкости.
Подбор сечений верхнего пояса
Сечение верхнего пояса ферм пролетом 24 м принимается постоянным по длине; при пролете от 30 до 42 м сечение рекомендуется изменять один раз обычно в четвертом от опоры узле.
Расчетная длина верхнего пояса в плоскости фермы равна геометрической длине панели (ox = ). Расчетная длина из плоскости фермы при беспрогонном покрытии равна ширине панели покрытия (oy = bn) при прогонном покрытии - расстоянию между точками закрепленными поперечными связями. Расчетные длины элементов перекрестной решетки скрепленной между собой следует определять в соответствии с указаниями п.6.3* [5]. Расчетная длина пояса из плоскости в предела фонаря принимается равным расстоянию между точками закрепления поперечными связями.
Сечения элементов пояса ферм принимаем в соответствии с заданием на проект из равнополочных уголков или широкополочных тавров. Зазор между уголками определяется толщиной фасонки и назначается в зависимости от усилия в опорном раскосе. Предельная гибкость верхнего опорного пояса [l] = 120.
Максимальное усилие верхнего пояса в стержне 18-19 (N = 8973 кН табл. 4). Расчетная длина в плоскости фермы o тогда j = 0754 по прил. 7 [1]
По табл.сортамента (тавры стальные горячекатаные широкополочные по ГОСТ 26020-83) принимаем 20ШТ с геометрическими характеристиками:
А = 538 см2; i iy = 718 см (при усилии в опорном раскосе 17791 кН толщина фасонки принимаем равной 8 мм).
Подбор сечений нижнего пояса
Сечение верхнего пояса фермы компонуем из равнобоких уголков. Сечение изменяем один раз во втором от опоры узле. Сечение в пролете подбираем по наибольшему растягивающему усилию в средних панелях сечение у опоры - по расчетным усилиям в крайней панели.
Расчетная длина пояса в плоскости фермы равна расстоянию между узлами (oy = ). Расчетная длина из плоскости фермы равна расстоянию между точками закрепления поясов продольными распорками и вертикальными связями по фермам (рис. 4). При возможности появления в крайней панели фермы сжимающего усилия (табл.3). Для уменьшения расчетной длины панели в плоскости фермы рекомендуется ввести дополнительную нулевую стойку. Гибкость пояса в сжатой панели не должна превышать предельной [120]. Предельные гибкости растянутых стержней в соответствии с табл.20* [4].
Максимальное усилие нижнего пояса в стержне 3 - 4 (N = 89731 кН табл. 4).
Принимаем сечение из тавра 175ШТ1 с геометрическими характеристиками:
Подбор сечения опорного раскоса
Для уменьшения расчетной длины сжатого опорного раскоса в плоскости фермы устанавливаем дополнительную нулевую стойку тогда расчетная длина o расчетная длина из плоскости - oy = = 401 см; предельная гибкость [l] = 120. Порядок расчета аналогичен расчету верхнего сжатого пояса. Усилие в стержне (N = 4873 кН табл. 4).
Принимаем сечение из 2L125
Подбор сечений раскосов и стоек
Расчетные длины элементов решетки o oy = ; предельная гибкость сжатых стержней [ растянутых - по табл.20* СНиП.
Раскосы и стойки фермы (кроме средней стойки) принимаем таврового сечения из равнобоких уголков; средняя стойка принимается крестового сечения. Сечения менее 2 50 х 5 принимать не рекомендуется. Порядок расчета растянутых и сжатых стержней аналогичен изложенным выше. Максимальное усилие в стойке (N = 1123 кН табл. 4).
Принимаем сечение из 2L63 х 5 с геометрическими характеристиками: А = 613 см2;
Таблица проверки сечений стержней фермы
5. Расчет сварных швов.
При расчете узлов фермы определяют размеры сварных швов и назначают габариты фасонок с таким расчетом чтобы на них размещались все сварные швы стержней.
На сварной шов у обушка передается большая часть силы чем на шов у пера. Для равнополочных уголков распределение силы N принимается так: на обушок 07N на перо 03N. Для неравнополочных уголков: на обушок 075 или 065N и на перо 025 или 035N соответственно для короткой и длинной полки. Задаваясь толщиной сварного шва kf длину его на один уголок вычисляем по формуле (в сечении по металлу шва):
где k - коэффициент распределения усилия на обушок и перо;
bf - коэффициенты принимаемые при сварке элементов из стали с пределом текучести до 530 МПа по табл. 34* [3];
gc - коэффициенты условий работы шва равны 1;
kf - катет шва; по обушку следует принимать не более толщины привариваемого уголка а по перу - по табл.
Для сварки узлов фермы принимаем полуавтоматическую сварку проволокой Св-08Г2С d =14 2 мм; kf.ma bf = 08; bz = 105; gwf = gzf = 1 (см. гл.5 [1]);
Rwf × bf = 215 × 08 = 193 МПа > Rwz × bz = 045 × Ru × bz = 045×370×105 = 175 МПа. Несущая способность швов определяется по границе сплавления.
Таблица расчета швов
Беленя Е. И. Металлические конструкции. М. Стройиздат 1976.
Мельников Н. П. Металлические конструкции. Справочник проектировщика. М. Стройиздат 1980.
Мандриков А. П. Пример расчета металлических конструкций. М. Стройиздат 1991.
Методические указания .Компоновка каркаса.Сост.Николаенко Е.А.2004г.
СниП II-23-81*. Стальные конструкции . – М.: 1990.
СниП 2.01.07-85. Нагрузки и воздействия. – М.: 1987.
Понятие "металлические конструкции" объединяет в себе их конструктивную форму технологию изготовления и способы монтажа. Уровень развития металлических конструкций определяется с одной стороны потребностями в них народного хозяйства а с другой – возможностями технической базы: развитие металлургии металлообработки строительной науки и техники.
Машино и аппаратостроение является ключевой отраслью социальной экономики призванной обеспечить все отрасли народного хозяйства машинами аппаратами оборудованием приборами и средствами автоматики.
На машиностроительных предприятиях ускорение научно – технического процесса интенсификация и повышение эффективности производства возможны при интеграции основных: новой техники современной технологии прогрессивных форм и методов организации строительного производства. В стране созданы промышленные объединения в том числе в условиях массового машиностроительного производства.
Промышленные здания выполняются в виде цельнометаллических или смешанных каркасов в которых по железобетонным колоннам устанавливаются металлические конструкции покрытия здания и подкрановые пути. Цельнометаллические каркасы в основном применяются в зданиях с большими пролетами высотой и оборудованы мостовыми кранами большой грузоподъемности. Каркасы промышленных зданий являются наиболее сложными и металлоемкими конструктивными комплексами.
Однако все эти разнообразные конструкции объединены двумя основными факторами позволяющими изучить их как единый вид.
Во-первых исходным материалом для всех конструкций является прокатный металл выпускаемый по единому стандарту: лист уголок швеллер двутавр труба и т. п. Из этого материала компонуются все разнообразные конструктивные формы.
Во-вторых все конструкции объединенные одним технологическим процессом их изготовления в основе которого лежат холодная обработка металла и соединение деталей в конструктивные элементы и комплексы.
При проектировании предприятий необходимо учитывать их специфику определяемую типом производства. Под типом производства понимается классификационная категория производства выделяемая по признакам широты номенклатуры регулярности стабильности и объема выпуска изделий. Тип производства определяется основным видом ведущих цехов. Различают три типа производства: единичное серийное и массовое.
РАЗДЕЛ 1 Определение размеров поперечной рамы . ..6
1. Определение вертикальных размеров . .6
2. Определение горизонтальных размеров ..7
РАЗДЕЛ 2. Расчёт поперечной рамы ..9
1. Расчётная схема рамы 9
2. Нагрузка на поперечную раму 9
3. Статический расчёт поперечной рамы ..13
РАЗДЕЛ 3. Расчёт ступенчатой колонны производственного здания .22
1. Исходные данные 22
2. Определение расчётных длин колонны .22
3. Подбор сечения верхней части колонны ..23
4. Подбор сечения нижней части колонны .27
5. Расчёт и конструирование базы колонны ..33
РАЗДЕЛ 4. Расчёт и конструирование стропильной фермы .36
1. Расчётная схема . 36
2. Сбор нагрузок на ферму 36
3. Определение усилий в стержнях фермы .38
4. Подбор и проверка сечения стержней фермы ..40
5. Расчет сварных швов 44
I.Спецификация металла подкрановой балки .47
II.Спецификация металла колонны .48
Список использованной литературы ..49

Курсач по металлам2Прил.dwg

Расчёт и проектирование конструкций одноэтажного промышленного здания с мостовыми кранами
Спецификация металла
Масса наплавленного металла 33
Спецификация металла колонны.
Спецификация металла подкрановой балки.
Масса наплавленного металла 23
Таблица отправочных марок
Всего по чертежу 46 460 кг=46

Курсач по металлам2Л2.dwg

Расчёт и проектирование конструкций одноэтажного промышленного здания с мостовыми кранами
Спецификация металла
Масса наплавленного металла 17
Примечание 1. Болты нормальной точности М20 из стали класса 4
по ГОСТ 1759-70 2. Отверстия Ф23 мм
кроме отмеченных. 3. Катет угловых швов h=4 мм
кроме отмеченных. 4. Заводские швы выполнять полуавтоматической сваркой в среде COA1 2 5. Сварочная проволока Св-08Г2С. 6. Соединительные прокладки (сборочной марки 30
) ставить на равных расстояниях.
Таблица отправочных марок
Всего по чертежу 38 236 кг=38
Геометрическая схема фермы М 1:100 (размеры
Отправочная марка Ф-1-1. Спецификация металла. Узел "3