Стальной каркас одноэтажного производственного здания

КП2 Метал (Волошин).dwg

геометрична схема ферми
поперечний розріз рами
вага наплавленого металу
Геометрична схема ферми Ф1
Поперечний розріз рами
Відправний елемент Ф 1-1
Рис. 1.2. Компонування поперечної рами
Рис. 1.3. В'язі по верхнім поясам ферм
Рис. 1.4. В'язі по нижнім поясам ферм
Рис. 1.5. Вертикальні в'язі між колонамиnnПозначення на рис. 1.3 1.4 1.5: В1 - горизонтальні поперечні в'язеві ферми по верхнім поясам; В2 - горизонтальні поперечні в'язеві ферми по нижнім поясам; В3 - горизонтальні поздовжні в'язеві ферми по нижнім поясам; В4 - вертикальні в'язі нижього ярусу між колонами; В5 - вертикальні в'язі між фермами; В6 - вертикальні в'язі верхнього ярусу між колонами; Р1 - розпірки між фермами по верхнім поясам; Р2 - розтяжки між фермами по нижнім поясам; Р3 - розпірки між колонами
Рис. 1.1. Розміщення колон на плані
Рис. 2.1. До визначення моменту
Рис. 2.2. До визначення зосередженихnмоментів від кранів
Рис. 2.3. Фактичне та вітрове навантаження на раму
Рис. 2.4. Розрахункова схема рами
nРис. 2.5. Варіанти навантажень рами: 1- постійне навантаження; 2 - снігове навантаження; 3- кранове навантаження візок зліва; 4 - кранове навантаження візок справа; 5 -горизонтальне гальмування візка біля лівої колони вправо; 6 - те ж біля лівої колони вліво; 7 - те ж біля правої колони вліво; 8 - те ж біля правої колони вправо; 9 - вітрове навантаження вправо; 10 - вітрове навантаження вліво
Рис. 3.1. Переріз верхньої частини колони
Рис. 3.2. Переріз нижньої частини колони
Рис. 3.3. Епюра згинаючих моментів у верхній частині колони
Рис. 3.5. База колони
Рис. 3.6. До розрахунку фундаментних болтів
Рис. 4.1. Схеми навантажень ферми:nа) постійним навантаженням;nб) сніговим навантаженням на лівій половині прольоту;nв) сніговим навантаженням на правій половині прольоту;nг) сніговим навантаженням на всьому прольоті;nд) згинаючим моментом на лівій опорі;nе) згинаючим моментом на правій опорі.
Рис. 4.5. Геометрична схема півферми
Рис. 4.6. Позначення вузлів ферми: А - верхній опорний; Б - нижній опорний; nВ - верхній монтажний; Г - нижній монтажний; 1 4 - проміжні
Рис. 4.7. Конструювання вузла №1
Рис. 4.8. Конструювання вузла №2
Рис. 4.9. Конструювання вузла №3
Рис. 4.10. Конструювання вузла №4
Рис. 4.11. Для розрахунку фланця
Рис. 4.13. Конструктивне рішення верхнього опорного вузла
вісь нижньго п-су ф-миn(лінія дії сили Н і Нt)
Рис. 4.15. Конструктивне рішення нижнього опорного вузла
Рис. 4.12. До визначення силиn Н в опорних вузлах
Рис. 4.14. До визначення сили Нt
парні поперечні ребра жорсткості
Рис. 4.16. Розміщення поперечних реберn жорсткості
Матеріал конструкцій: колони - сталь 10Г2С1; ферми - сталь 18СПn2. Заводські і укрупнювальні з'єднання-зварні монтажні з'єднання-болтовіn3. Ручне зварювання виконувати електродами типу Е-42n4. Всі необумовлені отвори діаметром d=22ммn5. Болти нормальної точності М20 крім обумовленихn6. Всі необумовлені шви виконувати катетом kf=6ммn7. Масштаби осей ферми та перерізів - різний

вязі.dwg

Рис. 1.1. Розміщення колон на плані
Рис. 1.3. В'язі по верхнім поясам ферм
Рис. 1.4. В'язі по нижнім поясам ферм
Рис. 1.5. Вертикальні в'язі між колонами
Позначення на рис. 1.3 1.4 1.5: В1 - горизонтальні поперечні в'язеві ферми по верхнім поясам; В2 - горизонтальні поперечні в'язеві ферми по нижнім поясам; В3 - горизонтальні поздовжні в'язеві ферми по нижнім поясам; В4 - вертикальні в'язі нижнього ярусу між колонами; В5 - вертикальні в'язі між фермами; В6 - вертикальні в'язі верхнього ярусу між колонами; Р1 - розпірки між фермами по верхнім поясам; Р2 - розтяжки між фермами по нижнім поясам; Р3 - розпірки між колонами

таблиця 4.4 ПК.docx

Підбір перерізів стержнів ферми Таблиця 4.4.
Розрахункове зусилля кН
Геометрична довжина см
Розрахункова довжина см

Вовк(метал).docx

Міністерство освіти і науки молоді та спорту України
Національний університет водного господарства та природокористування
Кафедра інженерних конструкцій
Пояснювальна записка
до курсового проекту з дисципліни:
«Металеві конструкції»
«Стальний каркас одноповерхової
студент V курсу ФБА
Основні характеристики мостового крану Q = 305 т
Тиск колеса крана кН

3 розділ(Вовк).docx

3. РОЗРАХУНОК ТА КОНСТРУЮВАННЯ ЛВО КОЛОНИ РАМИ
1. Вихідні дані для розрахунку колони
Розрахункові комбінації зусиль в колоні обчислені в табл. 3.1.
Для розрахунку верхньої (надкранової) частини колони приймаємо наступну комбінацію зусиль:
N2= 4309 кН; М2=-3590 кНм; Q2=418 кН.
Для розрахунку нижньої (підкранової) частини колони приймаємо наступні комбінації зусиль:
N1=14556 кН; М1=12887 кНм (для розрахунку зовнішньої вітки тобто коли згинаючий момент довантажує зовнішню вітку);
N'1=2450 кН; М'1 =-11686 кНм; Q1=1197 кН (для розрахунку підкранової вітки тобто коли згинаючий момент довантажує підкранову вітку).
Матеріал колони - сталь марки 18СП що відповідає класу сталі С255 (за табл. 51 б [1]).
Геометрична довжина верхньої частини колони геометрична довжина нижньої частини колони l 1=Н1=172 м.
Висота перерізу верхньої частини колони h2=500 мм нижньої частини – h1=1250 мм.
Співвідношення моментів інерції нижньої та верхньої частин колони: 2:1=011;
Висота підкранової балки: hв=16м.
2. Визначення розрахункових довжин нижньої і верхньої
Розрахункові довжини нижньої і верхньої частин колони в площині рами визначаються за формулами: l1x=1·l1 та l2x=2·l2 де 1 і 2 – коефіцієнти приведення розрахункової довжини відповідно нижньої і верхньої частин колони. Нормами проектування прийнято визначати спочатку коефіцієнт 1 залежно від трьох параметрів:
) співвідношення погонних жорсткостей верхньої та нижньоїчастин колони;
) розрахункової схеми закріплення верхнього кінця колони(нижній практично завжди защемлений).
де – відношення між критичними силами для окремих частин колони яке приймається рівним відношенню діючих в них зусиль. Для різних комбінацій навантажень це відношення має різні значення. А тому обчислюється найбільше значення поздовжньої сили в нижній частині колони N1* (за розрахунковою комбінацією Nmax Mвідп. в перерізі 1-1) і визначається відповідна цій же комбінації навантажень поздовжня сила N2 в верхній частині колони (в перерізі 4-4
розрахункової схеми). Отримані в подальшому значення 1 і 2 використовуються для розрахунку і при інших комбінаціях навантажень.
За табл. 3.1 в перерізі 1-1 рами:
N1*=N1тах =14556 кН;
для верхньої частини колони N2* в перерізі 4-4 рами обчислюється при тій же комбінації навантажень що й N1* а саме 1+(2+3+6+10) де 1 2 3 6 і 10 - номери навантажень згідно табл. 3.1
N2* =1440+09·(3000-13+05+170) = 4286 кН.
Співвідношення погонних жорсткостей верхньої та нижньої частин колони:
Для рам з жорстким опиранням ригеля за табл. 68[1] залежно від n=0394 та α1=0457 визначаємо 1=179.
Знаючи 1 визначаємо зі співвідношення коефіцієнт 2:
3 то остаточно приймаємо 2 = 3.
Розрахункові довжини верхньої і нижньої частин колони з площини рами відповідно:
3. Підбір перерізу верхньої частини колони
Переріз верхньої частини колони прийнятий у вигляді зварного складеного двотавра висотою h2=500мм. За табл. 51*[1] для сталі С255 при товщині 10 мм t ≤ 20 мм розрахунковий опір сталі розтягу стиску згину за межею текучості Rу = 240 МПа (листовий та фасонний прокат). Модуль пружності сталі Е=206·105 МПа.
Необхідна площа перерізу визначається виходячи з умови стійкості позацентрово-стиснутих елементів в площині дії моменту:
Для цього необхідно знати коефіцієнт зниження розрахункового опору сталі при позацентровому стиску φe який залежить від умовної гнучкості і приведеного відносного ексцентриситету mef.
Для симетричного двотавра радіус інерції перерізу на початковому етапі розрахунку приблизно рівний:
iх 042 h2 =042·50=21см.
Для симетричного двотавра ядрова відстань на початковому етапі розрахунку приблизно рівна:
фізичний ексцентриситет см;
відносний ексцентриситет .
Коефіцієнт впливу форми перерізу визначається за табл.73 [1] залежно від m=474 =236 і відношення площ полиці і стінки . Оскільки розміри поперечного перерізу ще невідомі то можна попередньо прийняти .
За табл.74 [1] φe=017233.
Компонуємо переріз колони враховуючи що ширина поясних листів повинна бути не меншою
Приймаємо стінку з наступними розмірами та площею перерізу:
Aw=tw·hw=08·46=368 см2
поясні листи з наступними розмірами та площею перерізу:
Af=tf·bf=20·22=440 см2.
Обчислюємо фактичні геометричні характеристики перерізу:
A2=Aw+2Af=368+2·44=1248 см2;
Визначаємо гнучкості стержня колони в площині та із площини рами:
Перевіряємо місцеву стійкість поясів:
де bef – ширина звисання поясного листа:
– граничне значення відношення яке визначається за табл. 29*[1]:
Місцева стійкість поясів забезпечена.
Перевіряємо стійкість верхньої частини колони в площині дії моменту за формулою для чого передньо обчислюємо фактичні значення λx і mef :
За табл. 73 [1] при = 226 m=44 та коефіцієнт впливу форми перерізу рівний
mef = · m=13877 · 44=611.
За табл. 74 [1] залежно від = 226 і mef =611 коефіцієнт φe=018289.
Перевіряємо умову стійкості колони в площині дії моменту:
Умова стійкості виконується.
Перевірка стійкості верхньої частини колони з площини дії моменту виконується за формулою:
Коефіцієнт поздовжнього згину φу визначається як для центрально-стиснутого елемента. При λy =6004 та Rу=240МПа за табл. 72[1] φу =0805.
Коефіцієнт с визначається залежно від величини відносного ексцентриситету mх згідно п.5.31 [1]. При обчисленні mх за розрахунковий згинаючий момент Мх для стержнів з шарнірно-опертими кінцями закріпленими від зміщення перпендикулярно площині дії моменту приймається максимальний момент в межах середньої третини довжини але не менше половини найбільшого по довжині стержня моменту.
найбільший момент по довжині верхньої частини колони згідно табл.3.1 виникає в перерізі 4-4 рами і рівний моменту М2 з розрахункової комбінації зусиль для верхньої частини колони:
момент М'2 в перерізі 3-3 рами обчислюємо при тій же комбінації навантажень (див. табл.3.1) що й М2 тобто при навантаженнях 1+(2+4+7+10) де 1 2 4 7 та 10 - номери навантажень.
М'2 =-318+09·(-677+481-35-880)=-13179 кНм ;
найбільший момент в межах середньої третини по довжині верхньої частини колони:
M13=(M2 - М'2)+М'2=(-359-(-13179))+(-13179)=-28326 кНм.
половина найбільшого по довжині стержня моменту:
М13 = 28326 кНм > = 1795 кНм
то розрахунковий згинаючий момент Mx=M13=28326 кНм.
Відносний ексцентриситет .
Згідно п.5.31 [1] при mх 5
де =1 (за табл. 10 [1] при λy = 6004 λc = 920);
α = 065 + 005mx = 065 + 005· 35 = 0825 (за табл. 10 [1] при mx≤5).
Перевіряємо стійкість верхньої частини колони з площини дії моменту:
Перевірка місцевої стійкості виконується за формулою:
де - граничне значення відношення яке обчислюється за п. 7.16* [1] залежно від величини коефіцієнта α.
де – найбільші стискаючі напруження на краю стінки які приймаються зі знаком плюс згідно п. 7.16* [1]:
– відповідні напруження на іншому краю стінки:
Оскільки α=16 > 1 то згідно п. 7.16* [1]:
- середні дотичні напруження в стінці.
Місцева стійкість стінки забезпечена.
4. Підбір перерізу нижньої частини колони
Приймаємо переріз нижньої частини колони наскрізним складеним із двох віток з’єднаних розкісною решіткою. Підкранову вітку колони приймаємо зі зварного двотавра а зовнішню – із двох кутиків з’єднаних листом (рис.3.3). Висота перерізу колони h1=1250 мм встановлена під час вибору схеми рами.
Визначаємо орієнтовно зусилля у вітках колони:
а) у підкрановій вітці:
б) у зовнішній вітці:
де y1=у2=h12=12502=625 мм=0625 м.
Знаходимо орієнтовно необхідні площі перерізів віток:
а) підкранової вітки:
б) зовнішньої вітки:
де φ=08 – приймаємо орієнтовно на даному етапі розрахунку.
Виходячи з необхідності забезпечення стійкості колони з площини рами її ширина h повинна бути в межах:
Для підкранової вітки приймаємо переріз зі зварного складеного двотавра висотою h=600мм. Приймаємо стінку tw×hw=8×560 мм пояси з листів tf×bf=20×200 мм. Переріз зовнішньої вітки приймаємо з двох кутиків 140×10 з’єднаних листом t×b=8×560 мм.
Характеристики кутика: А=273 см2; =512 см4; z0=382 см.
Геометричні характеристики перерізів віток колони:
Визначаємо відстань від центру тяжіння перерізу зовнішньої вітки до краю зовнішнього листа:
Визначаємо положення центру ваги всього перерізу нижньої частини колони:
Знаходимо дійсні розрахункові зусилля стиску у вітках колони:
Перевіряємо стійкість віток колони. Відстань між вузлами решітки приймаємо lm=150 cм.
б) із площини рами :
Умова стійкості не виконується а тому для зменшення гнучкості необхідно зменшити розрахункову довжину нижньої частини колони в поздовжньому напрямку за рахунок встановлення розпірок між колонами по всій довжині будівлі. Тоді приймаючи = 17202= 860 см
5. Перевірка стійкості нижньої частини колони як єдиного наскрізного стержня в площині дії моменту
Визначаємо геометричні характеристики всього перерізу нижньої частини колони:
При розрахунку стійкості колони відносно вільної осі х-х необхідно обчислити приведену гнучкість колони λef яка залежить від перерізу розкосів з'єднувальної решітки тому спочатку підбираємо переріз елементів решітки. Розкоси решітки розраховують на більшу з поперечних сил: максимальну фактичну Q1max або умовну Qfic.
Q1max обчислюється в перерізі 1-1 колони (див. табл. 3.1):
Оскільки то остаточно приймаємо значення максимальної фактичної поперечної сили Q1max = 13657 кН.
Умовну поперечну силу обчислюємо за емпіричною формулою Qf k – коефіцієнт який залежить від Ry.
При Ry=240 МПа k=026.
Враховуючи що то решітку розраховуємо на Qmax = Q1max = 13657 кН.
Зусилля в розкосі решітки
де – кут нахилу розкосів до вітки.
Необхідна площа розкосу:
де =075 – коефіцієнт умов роботи для розкосів одинарних кутиків які прикріплені однією палицею табл. 6[1]; =06 – орієнтовно на етапі визначення необхідної площі перерізу.
Приймаємо розкоси з кутиків 100×8 з площею перерізу та мінімальним радіусом інерції .
Розрахункова довжина розкосу
Коефіцієнт поздовжнього згину за табл. 72[1] φ=0553.
Перевіряємо напруження в розкосі за умовою стійкості центрально стиснутих елементів:
Приведена гнучкість стержня колони:
Перевіряємо стійкість колони в площині дії моменту за формулою:
Згідно з п.5.27* [1] коефіцієнт φе для наскрізних стержнів з решітками визначається за табл. 75 [1] залежно від умовної приведеної гнучкості λef і відносного ексцентриситету m.
де ексцентриситет визначається для тієї з двох комбінацій зусиль (для зовнішньої чи підкранової вітки) яка викликає найбільше зусилля стиску у вітках. Більше зусилля стиску виникає у зовнішній вітці NЗВ=16988 кН а тому N=N1=14556 кН і М=М1=12887 кНм.
а – відстань від центральної осі перерізу х-х до осі найбільш стиснутої вітки але не менше відстані до осі стінки вітки. Якщо більш стиснутою є підкранова вітка то a=y1. Якщо більш стиснутою є зовнішня вітка то а=h1 – y1 – 05t. Звідси:
а=h1 – y1 – 05t=125 – 542 – 05·08=704 см.
За таблицею 75[1] .
Перевіряємо умову стійкості
Колона як суцільний стержень є стійкою.
6. Розрахунок з’єднання верхньої частини колони з нижньою
Приймаємо висоту траверси hтр=08h1=08·125=1 м товщину траверси tтр=1 см (рис. 3.4).
Призначаємо переріз вертикальних ребер траверси до яких кріпиться полиця верхньої частини колони 100×14 мм (їх площа повинна бути не меншою площі полиці верхньої частини колони).
Опорну плиту на яку встановлюється підкранова балка нижній пояс траверси і ребра які продовжують опорну плиту конструктивно приймаємо товщиною 20 мм без розрахунку.
7. Розрахунок бази колони
Зусилля стиску у вітках колон: .
Розрахунковий опір бетону класу В10 при місцевому зминанні:
де – розрахунковий опір бетону осьовому стиску (для бетону класу
– коефіцієнт який враховує збільшення міцності бетону при місцевому зминанні.
Визначаємо необхідну площу опорних плит
для підкранової вітки:
для зовнішньої вітки:
Виходячи із необхідної площі і ширини віток призначаємо розміри опорних плит:
Оскільки база проектується роздільною тобто під кожну вітку окремо і враховуючи що окремі вітки працюють на центральний стиск то і бази віток розраховуються як в центрально-стиснутих колонах. Товщину опорних плит приймаємо конструктивно tпл = 40 мм висоту траверс hтр=60 см.
8. Розрахунок фундаментних болтів
Фундаментні болти розраховуються на спеціальну комбінацію зусиль (див. табл. 3.1):
N=2318 кНм М=11212 кНм.
Визначаємо сумарне зусилля у всіх анкерних болтах які прикріплюють одну вітку колони і перешкоджають її відриву від фундаменту. Воно рівне найбільшому розтягуючому зусиллю у вітці колони (підкрановій вітці) при цьому осі болтів співпадають з осями віток (рис. 3.6).
Фундаментні болти приймаємо зі сталі марки ВСт3кп2 з розрахунковим опором розтягу Rba=145МПа.
Обчислюємо площу перерізу фундаментних болтів:
З табл. 6.4.23 [2] приймаємо два болти з опорною шайбою діаметром з площею Аba = 2·Аbn = 2·323=646 см2 довжина анкерування болтів 1300 мм.

Завд.доКП.doc

для виконання курсового проекту з дисципліни “Металеві конструкції”
на тему “Стальний каркас одноповерхової виробничої будівлі”
Довжина будівлі [pic]
Проліт будівлі [pic] 240
Відмітка головки кранової рейки [pic]
Проліт мостового крана [pic]
Вантажопідйомність мостового крана [pic]
Поздовжній крок колон будівлі [pic]
Зазор між верхньою точкою крана і низом [pic]
Розрахункове граничне постійне навантаження [pic][pic]
Вага снігового покриву [pic]
Швидкісний напір вітру [pic]
Висота підкранової балки з рейкою [pic]
Коефіцієнт просторової жорсткості [pic]
Співвідношення моментів інерції перерізів [pic]
верхньої і нижньої частин колони
ригеля і нижньої частини колони
Вага погонного метра верхньої частини колони [pic]
Вага погонного метра нижньої частини колони [pic]
Вага погонного метра підкранової балки [pic]
Матеріал колони Сталь марки
Матеріал ферми Сталь марки
Матеріал фундаменту Бетон класу
Режим роботи мостового крана середній
Відмітка низу опорної плити бази колони [pic] -10

4.3(Вовк).doc

4.3 Конструювання та розрахунок вузлів ферми
Вузли ферми поділяють на проміжні вузли стику поясів опорні та
монтажні. Позначення вузлів ферми на рис. 4.4.
В пояснювальній записці наводиться детальний розрахунок одного
проміжного вузла та обох опорних вузлів (верхнього та нижнього). нші
проміжні вузли розраховані в табличній формі з обов’язкових яке наводиться
3.1. Конструювання та розрахунок проміжних вузлів
Розрахунок вузлів полягає в розміщенні підібраних стержнів відносно
осей ферми; визначенні розмірів зварних швів які прикріплюють стержні у
вузлах; призначенні розмірів вузлових фасонок. Конструювання
супроводжується викреслюванням вузлів з одночасним розрахунком зварних
Виконуємо конструювання вузла в наступній послідовності.
Викреслюються осі ферми які сходяться в центрі вузла. При цьому
зусилля що сходяться у вузлі врівноважуються без виникнення додаткових
На осі в прийнятому масштабі (як правило М1:10) наносяться контурні
лінії стержнів так щоб осьові лінії збіглися з центром ваги перерізів.
Відстані від осі до обушків кутиків z0 ("прив'язка") приймається за
сортаментом з округленням їх до значень кратних 5 мм.
Визначаються положення торців кутиків решітки. Відстань між найближчими
точками поясного кутика і кутика решітки повинна бути
а = 6tр -20мм = 6·12-20 = 52 мм
але не більшою 80 мм і не меншою 40 мм. Це робиться для зменшення
зварювальних напружень. Таких же відстаней необхідно дотримуватися між
сусідніми стержнями решітки у вузлі. Приймаємо а=50 мм.
Для сталі ферми С345 група конструкцій 2 кліматичного району 5
приймається електрод типу Э50.
Визначаємо розрахункові опори кутових швів:
- значення Run фасонного прокату при товщині полиці кутиків
ta=2 .10мм - Run = 490 МПа;
- значення Run листового прокату при товщині фасонки tр=12мм -
- по металу межі сплавлення:
Коефіцієнти глибини проплавлення швів f та z для ручного
зварювання рівні: f = 07 z = 1;
Коефіцієнти умов роботи шва γwf та γwz рівні: γwf = 1 γwz=1;
то розрахунок кутових швів ведемо лише по металу шва за умовою
Розрахункове зусилля в стержні N=483 кН. Переріз стержня – 2L125×9.
Товщина вузлової фасонки tp=12 мм.
необхідна площа шва:
катет шва kfc= kfcma
приймаємо остаточно kfc=10 см;
розрахункова довжина шва:
приймаємо остаточно lwc=12 см.
Перевіряємо конструктивні вимоги до шва біля обушка.
Катет шва повинен бути в межах: [pic]
Розрахункова довжина швів повинна бути в межах:
де lwcmin та lwcmax – відповідно мінімальне та максимальне значення
розрахункової довжини шва;
катет шва kft= kftma
приймаємо остаточно lwt=7 см.
Перевіряємо конструктивні вимоги до шва біля пера.
де lwtmin та lwtmax – відповідно мінімальне та максимальне значення
Розрахункове зусилля в стержні N=254 кН. Переріз стержня 2L50×5.
Необхідна площа шва:
приймаємо остаточно kfc=06см;
приймаємо остаточно lwc=10 см.
приймаємо остаточно lwt=6 см.
Катет шва повинен бути в межах:[pic]
Отримані розрахунком значення розмірів швів заносяться в графи
теоретичні значення" табл.4.4.
Далі продовжується почате раніше конструювання вузла. Від торців
кутиків стержнів решітки в прийнятому масштабі відкладаються розрахункові
довжини швів і окреслюється контур фасонки. Форма фасонки повинна бути
простою (прямокутник або трапеція) яка дозволяє виготовити її прямими
різами ножиць з мінімальними відходами. Для плавної передачі зусиль від
стержнів решітки на пояси бокові грані фасонок проводяться під кутом не
менше 15° до осі стержня решітки. Верхній край фасонки випускають за межі
обушка поясного кутика на 20 мм.
В результаті конструювання може виникнути ситуація коли довжина
контакту деяких стержнів решітки з фасонкою біля пера або біля обушка
перевищує розрахункову довжину шва. При виготовленні ферми зварювання
завжди виконується на всю довжину контакту. А тому для цих стержнів виникає
необхідність у перерахунку катету та довжини шва.
Форма верхнього краю фасонки залежить від наявності накладок у вузлах
верхнього поясу. При товщині полиць кутиків верхнього поясу 10 мм та менше
при кроці ферм 6 м і 14 мм та менше при кроці ферм 12 м верхній пояс в
місцях опирання на нього несучих елементів покриття необхідно посилювати
накладками. Накладка має товщину 12 мм довжину 240 мм (по 120 мм в кожну
сторону від центру вузла) і приварюється до поясу поздовжніми швами.
Фасонки в місцях постановки накладок не доводяться до кромки обушків
поясних кутиків на 10 15 мм і не приварюються. Зазори між накладкою та
виступами фасонки залишаються по 10 мм.
Зварні шви які прикріплюють поясні кутики до фасонки розраховують на
зусилля рівне рівнодіючій різниці зусиль в поясах [pic] та зосередженої
сили F яка прикладається до верхнього пояса ферми. У вузлах нижнього поясу
Розрахункове зусилля у швах:
де N1 – зусилля в панелі поясів зліва від вузла тобто в стержні 3-9;
N2 – зусилля в панелі поясів справа від вузла;
F – вузлова сила від постійного та снігового навантажень.
Обчислюємо необхідні площі кутових швів:
Оскільки вузол на даному етапі розрахунку повністю за конструйований
то розрахункова довжина швів приймається рівною довжині контакту фасонки з
поясними кутиками біля обушка та біля пера за виключенням 1 см на дефекти
Визначаємо необхідні катети швів:
остаточно приймаємо більше з трох значень [p
остаточно приймаємо більше з трох значень
Розрахунок прикріплення стержнів решітки до фасонки зведемо в табл.4.4.
Розрахунок прикріплення поясних кутиків до фасонки зведемо в табл.4.5.
Конструювання проміжних вузлів показано на рис. 4.5 4.6 4.7 4.8.
В кожному вузлі повинні бути проставлені розміри які дозволяють
визначити габарити всіх деталей вузла:
- проставляються прив'язки торців стержнів решітки до центрів вузлів з
таким розрахунком щоб чисті довжини кутиків мали розміри кратні 10 мм;
- проставляються розміри від центрів вузлів до країв фасонок. Ці
розміри бажано мати також кратними 10 мм;
- проставляються розміри зварних швів;
- для кожного кутика проставляється його прив'язка до осі z0.

таблиця 4.5. ПК.docx

Розрахунок кріплення стержнів решітки до фасонок Таблиця 4.5.
Розрахункове зусилля в стержні кН

таблиця 4.6 ПК.docx

Розрахунок прикріплення поясних кутиків до фасонок Таблиця 4.6.

Зміст і літ.docx

Компонування поперечної рами 5 1.1. Розміщення колон на плані 51.2. Розробка конструктивної схеми каркасу . 51.3. Забезпечення просторової жорсткості будівлі . 7
Розрахунок поперечної рами 112.1. Визначення навантажень на раму ..11 2.1.1. Постійне навантаження 11 2.1.2. Снігове навантаження . 11 2.1.3. Кранове навантаження 12 2.1.4. Вітрове навантаження .132.2. Вихідні дані для статичного розрахунку рами .172.3. Розрахункова схема і статичний розрахунок рами . 18
Розрахунок та конструювання лівої колони рами ..223.1. Вихідні дані для розрахунку колони .. .223.2. Визначення розрахункових довжин ділянок колони 223.3. Підбір перерізу верхньої частини колони 243.4. Підбір перерізу нижньої частини колони 283.5. Перевірка стійкості колони в цілому 323.6. Розрахунок з’єднання верхньої частини колони з нижньою .34 3.7. Розрахунок бази колони .343.8. Розрахунок фундаментних болтів 35
Розрахунок та конструювання ферми покриття 38
Збір навантажень і статичний розрахунок ферми .. 38
Підбір перерізів стержнів ферми .42
Загальні положення . ..42
Підбір перерізу верхнього поясу .43
Підбір перерізу нижнього поясу . .44
Підбір перерізу стержнів решітки 45
Конструювання та розрахунок вузлів ферми .48
Розрахунок та конструювання проміжних вузлів ферми ..48
Розрахунок та конструювання опорних вузлів ферми ..57
А. Верхній опорний вузол .57
Б. Нижній опорний вузол 61
Використана література 66
СНиП -23-81*. Стальные конструкции Госстрой СССР. - М.: ЦИТП Госстроя СССР 1991р.
Бабич В.. Огороднік В.. Романюк В.В. Таблиці для проектування будівельних конструкцій. Довідник. – Рівне 1999р.
ДБН В.1.2.2.-2006. Навантаження та впливи. К.: Мінбуд України 2006.
1–159. Методичні вказівки до виконання курсового проекту з дисципліни “Металеві конструкції” студентами спеціальності 6.060101–“Промислове та цивільне будівництво” всіх форм навчання на тему “Стальний каркас одноповерхової виробничої будівлі”. Компонування каркасу. Визначення навантажень та статичний розрахунок поперечної рами. Налепа О.. Романюк В.В. – Рівне: НУВГП 2010р – 28с.
1–160. Методичні вказівки до виконання курсового проекту з дисципліни “Металеві конструкції ” студентами спеціальності 6.060101–“Промислове та цивільне будівництво” всіх форм навчання на тему “Стальний каркас одноповерхової виробничої будівлі ”. Розрахунок колони рами. Налепа О.. Романюк В.В. – Рівне: НУВГП 2010р – 28с.
1–161. Методичні вказівки до виконання курсового проекту з дисципліни “Металеві конструкції” студентами спеціальності 6.060101–“Промислове та цивільне будівництво” всіх форм навчання на тему “Стальний каркас одноповерхової виробничої будівлі”. Збір навантажень на ферму. Статичний розрахунок ферми. Підбір перерізів стержнів рами. Налепа О.. Романюк В.В. – Рівне: НУВГП 2010р – 20с.
1–162. Методичні вказівки до виконання курсового проекту з дисципліни “Металеві конструкції” студентами спеціальності 6.060101–“Промислове та цивільне будівництво” всіх форм навчання на тему “Стальний каркас одноповерхової виробничої будівлі”. Конструювання та розрахунок проміжних вузлів ферми. Налепа О.. Романюк В.В. – Рівне: НУВГП 2010р – 28с.
1–163. Методичні вказівки до виконання курсового проекту з дисципліни “Металеві конструкції” студентами спеціальності 6.060101–“Промислове та цивільне будівництво” всіх форм навчання на тему “Стальний каркас одноповерхової виробничої будівлі”. Конструювання та розрахунок опорних вузлів ферми. Налепа О.. Романюк В.В. – Рівне: НУВГП 2010р – 28с.

До пояснювалки.dwg

відсіки в яких змінюються
nРис. 2 Розрахункова схема балки настилу з епюрами Q M
nРис. 3. Розрахункова схема головної балки з епюрами Q і М (а) nnта поперечний переріз балки (б)
nРис.4. Зміна перерізу головної балки
nРис.5. Зменшений переріз головної балки
nРис.6. Розміщення поперечних ребер жорсткості та перевірка місцевої стійкості стінки
nРис.7. Опорна частина головної балки
nРис.9. Фрагмент конструктивної схеми стержня колони
nРис.11. Оголовка колони
nРис. 12. Конструктивна схема колони
nРис. 10. База колони
nРис. 1.2. Компонування поперечної рами
nРис. 1.1. Розміщення колон на плані
nРис. 1.3. Вязі по верхнім поясам ферм
nРис. 1.5. Вертикальні вязі між колонами
nРис. 1.3. Вязі по нижнім поясам ферм
nПозначення на рис. 1.3 1.4 1.5: В1 - горизонтальні поперечні вязеві ферми по верхнім поясам; В2 - горизонтальні поперечні вязеві ферми по нижнім поясам; В3 - горизонтальні поздовжні вязеві ферми по нижнім поясам; В4 - вертикальні вязі нижнього ярусу між колонами; В5 - вертикальні вязі між фермами; В6 - вертикальні вязі верхнього ярусу між колонами; Р1 - розпірки між фермами по верхнім поясам; Р2 - розтяжки між фермами по нижнім поясам; Р3 - розпірки між колонами
Габаритні розміри мостового крану Q=305т

таблиця 4.2 ПК.docx

Визначення розрахункових зусиль в стержнях ферми
Зусилля в елементах ферми від навантаження
Зусилля від опорних моментів кН

Таблиця 4.4 4.5 моя.doc

Розрахунок кріплення стержнів решітки до фосонок
№ № стержняРозрахуСклад Обушок Перо
вузрешітки нкове перерізу
мм 1 2 3 4 5 6 7 8 9 10 11 12 13 14 15 16 17 1 170 -
- 285 464 44 2 4 6 6 199 44 1 3 6 6

таблиця 2.7..docx

Результати статичного розрахунку рами
Поперечне гальмування візка
Вітрове навантаження

1,2 розділ(Вовк).doc

1. КОМПОНУВАННЯ ПОПЕРЕЧНО РАМИ
Розміщення колон на плані
Розміщення колон на плані (рис.1.1) приймаємо з урахуванням
технологічних конструктивних та економічних факторів. Воно повинно бути
узгоджене з габаритами технологічного обладнання його розташуванням та
напрямком вантажопотоків. Колони розміщують так щоб разом з ригелями вони
утворювали поперечні рами.
Крок колон відповідно до завдання становить 6 м. Біля торців будівлі
колони зміщують всередину будівлі на 500 мм для зручності оформлення кутів
будівлі стандартними огороджувальними конструкціями.
2. Розробка конструктивної схеми каркасу
Компонування поперечної рами починаємо з визначення вертикальних
розмірів будівлі які залежать від технологічного обладнання і підйомно-
транспортних механізмів. Вони визначаються відстанню від рівня підлоги
відмітку якої приймають нульовою до головки підкранової рейки Н0 і
відстанню від головки підкранової рейки до низу несучих конструкцій
покриття Н3 (рис.1.2). Розмір Н3 диктується габаритами мостового крану і
умовами безпечної експлуатації крана та несучих конструкцій каркасу
Н3 = Нк + а = 275 + 045 = 32 м
де Нк – висота мостового крану; а – розмір який враховує прогин
конструкції покриття та висоту виступаючих до низу елементів а також
мінімальний зазор між верхньою точкою візка крана і низом несучої
конструкції покриття виходячи з вимог техніки безпеки (розмір приймаємо
відповідно до завдання).
Корисна висота будівлі
Н4 = Н0 + Н3 = 178 + 32 = 210 м.
Довжина верхньої та нижньої частини колони:
Н2 = hb + H3 = 16 + 32 = 48 м;
Н1 = Н4 – Н2 + h3 = 21 – 48 + 10 = 172 м
де hb – висота підкранової балки з рейкою (приймаємо відповідно до
завдання); h3 – заглиблення колони нижче нульової відмітки (приймаємо
Загальна висота колони від низу башмака до низу ригеля.
Н = Н1 + Н2 = 172 + 48 = 220 м.
Висота ферми на опорі для трапецієподібного контуру поясів h0 = 22 м
а висота ферми посередині прольоту
hf = h0 + 05·L·i = 22 + 05·24·01 = 34 м
де L=24 м – проліт ферми; i – ухил верхнього поясу ферми.
Після визначення необхідних розмірів по вертикалі визначаємо основні
габаритні розміри по горизонталі.
Прив’язку зовнішньої грані колони крайнього ряду до повздовжньої
координаційної осі будівлі приймаємо b0 =250 мм.
Ширину перерізу верхньої частини колони приймаємо з умови стійкості:
h2 = [pic] H2 = [pic] = 04 м
приймаємо h2 = 500 мм.
Ширину перерізу нижньої частини колони приймаємо з умови забезпечення
необхідної жорсткості будівлі в поперечному напряму:
h1 ≥[pic] Н =[pic]·22=11 м
приймаємо h1 = 1250 мм.
Відстань від осі колони до осі підкранової балки.
λ = h1 – b0 = 1250- 250 = 1000 мм.
Для того щоб кран під час руху не торкався колон повинна виконуватися
λ=1000 ≥ В1 + ( h2 – b0 ) + 75 мм =300+(500250)+75=625 мм
де В1 – виступ моста крана за межі осі підкранової балки; 75мм – зазор
виходячи з техніки безпеки.
3. Забезпечення просторової жорсткості будівлі
В каркасах виробничих будівель використовують в’язі в площині верхніх і
нижніх поясів ферми а також вертикальні – між фермами і між колонами
(рис.1.3 рис.1.4 рис.1.5).
Горизонтальні в’язі в площині верхніх поясів ферм які служать для
забезпечення їх стійкості встановлюють посередині та біля торців
температурного блоку (рис.1.3). Горизонтальні в’язі в площині нижніх поясів
ферм розташовують по периметру температурного блоку (рис.1.4.).
Якщо довжина блока близька до граничної то поперечні горизонтальні
в’язі по верхніх і нижніх поясах ферм влаштовують через 50 60м. Вертикальні
в’язі між фермами використовують для збільшення їх бокової жорсткості та
зручності монтажу. В’язі влаштовують біля опор ферми та по довжині ферм
через 9 12м. Вздовж будівлі ці в’язі розміщують в площині поперечних в’язей
і в проміжку 3 4 кроки ферм.
Вертикальні в’язі між колонами (рис.1.5) забезпечують загальну
стійкість та геометричну незмінність будівлі а також сприймають зусилля
від поздовжнього гальмування кранів і тиску вітру на торець будівлі. В’язі
нижнього ярусу між колонами розміщують посередині температурного блоку або
близько до неї в площині підкранової та зовнішньої віток колони. В’язі
верхнього ярусу між колонами які розміщуються вище підкранових балок
встановлюють посередині блоку та в його торцях.
РОЗРАХУНОК ПОПЕРЕЧНО РАМИ
1. Визначення навантажень на раму
1.1. Постійне навантаження
В курсовому проекті постійне розрахункове граничне навантаження на
ригель рами g = 1 кНм2 (згідно завдання).
Розрахункове граничне погонне постійне навантаження на ригель рами
qР = g · В = 1 · 12 = 12 кНм
де В – повздовжній крок колон.
Опорний тиск ригеля від постійного навантаження відносно центру ваги
перерізу нижньої частини колони викликає момент Мq (рис.2.1).
Опорний тиск ригеля від постійного навантаження
Vq = [pic] = [pic] = 144 кН.
Ексцентриситет опорного тиску
е = [pic] = [pic] = 375 м.
Момент Мq = Vq ·е = 144 · 0375 = 54 кН·м.
Постійне навантаження від власної ваги верхньої та нижньої частини
а) від нижньої частини колони
GН = g1 · Н1 = 25 · 172 = 43 кН;
б) від верхньої частини колони.
GВ = g2 · Н2 = 25 · 48 = 12 кН.
Навантаження на раму від власної ваги підкранових конструкцій
G3 = g · В = 53 · 12 = 636 кН.
де g1=25 кНм g2=25 кНм g =53 кНм –вага погонного метра нижньої
і верхньої частини колони та підкранової балки відповідно
1.2. Снігове навантаження
Граничне розрахункове значення снігового навантаження на горизонтальну
проекцію покриття обчислюється за формулою
де γfm – коефіцієнт надійності за граничним значенням снігового
навантаження визначається залежно від заданого середнього періоду
повторюваності Т. Для об’єктів масового будівництва допускається середній
період повторюваності Т приймати таким що дорівнює встановленому строку
експлуатації конструкції Тef . За додатком В [3] приблизний термін
експлуатації будівлі становить 60 років. За табл..8.1 [3] γfm=104;
S0 – характеристичне значення снігового навантаження яке дорівнює вазі
снігового покриву на 1 квадратний метр поверхні грунту яке може бути
перевищене у середньому один раз за 50 років. Характеристичне значення
снігового навантаження S0 визначається залежно від снігового району. В
курсовому проекті значення S0 задане у вихідних даних: S0=15кНм2;
С – коефіцієнт що визначається за формулою (п. 8.6 [3])
де – коефіцієнт переходу від ваги снігового покриву на поверхні
грунту до снігового навантаження на покрівлю який визначається залежно
від форми покрівлі і схеми розподілу снігового навантаження. =1 згідно
Ce – коефіцієнт що враховує вплив особливостей режиму експлуатації на
накопичення снігу на покрівлі (очищення танення тощо) і встановлюються
завданням на проектування. При відсутності даних про режим експлуатації
покрівлі коефіцієнт Ce допускається приймати таким що дорівнює одиниці;
Calt – коефіцієнт географічної висоти що враховує висоту Н (у
кілометрах) розміщення будівельного об’єкта над рівнем моря і при Н05 км
Тоді граничне розрахункове значення снігового навантаження на
горизонтальну проекцію покриття буде рівне
Sm=γfmS0C=104·15·1=156 кНм2.
Лінійне снігове граничне розрахункове значення навантаження на ригель
рами при кроці рам В=6м:
qs = Sm · В = 156 · 12 = 1872 кНм.
Опорний тиск ригеля від снігового навантаження (рис.2.1):
Vs = [pic] = [pic] = 22464 кН·м.
Зосереджений момент в уступі колони від снігового навантаження
Мs = Vs · е = 224.64 · 0375 = 84.24 кН·м.
1.3. Кранове навантаження
Кранове навантаження передається на раму підкрановими та гальмівними
балками в вигляді вертикальних опорних тисків Vmах і Vmіп та
горизонтальної сили гальмування візка крана Т.
Vmах = · γf · Fmах · Σy + G3=085·11·315·296+636=93539 кН
Vmіп = · γf · Fmіп · Σy + G3=085·11·95·296+636=32652 кН
де – коефіцієнт сполучень при роботі двох кранів одночасно ( = 085
γf – коефіцієнт надійності за навантаженням для кранового навантаження
Fmах – максимальний тиск колеса крана для кранів Q ≤ 50т
Σy – сума ординат ліній впливу для опорного тиску на колону Σy =296;
G3 = 18 кН – навантаження від власної ваги підкранових конструкцій;
Fміп – мінімальний тиск колеса крана
Fmіп = [pic] – Fmах = [pic] – 315 = 95 кН
де Q=30 т – вантажопідйомність крана;
G=52 т – повна вага крана з візком;
n0 = 2 – кількість коліс для кранів з Q ≤ 50 т.
Горизонтальний розрахунковий тиск гальмівних балок на колону.
Т = · γf ·Тk · Σy=085·11·105·296=2906 кН
де Тk – тиск одного колеса крана:
Тk = [pic] = [pic] = 105 кН
де Gt – вага візка крана.
Підкранові балки встановлюють по відносно осі нижньої частини колони з
ексцентриситетом тому в рамі від їх опорного тиску виникають зосереджені
Мmах = Vmах · е1 =93539 ·0625= 58462 кН·м;
де е1 = [pic] = [pic] =0 625 мм
1.4. Вітрове навантаження
Граничне розрахункове значення вітрового навантаження на раму
визначається за формулою:
де γfm — коефіцієнт надійності за граничним розрахунковим значенням
вітрового навантаження визначається залежно від заданого середнього
періоду повторюваності Т. Для об'єктів масового будівництва допускається
середній період повторюваності Т приймати таким що дорівнює встановленому
терміну експлуатації конструкції Tef. За додатком В [3] приблизний термін
експлуатації будівлі становить 60 років. За табл. 9.1 [3] γfm = 1035;
W0 — характеристичне значення вітрового тиску яке дорівнює середній
(статичній) складовій тиску вітру на висоті 10 м над поверхнею землі що
може бути перевищений у середньому один раз за 50 років. Характеристичне
значення вітрового тиску W0 визначається залежно від вітрового району по
карті районування території України. В курсовому проекті значення W0 задане
у вихідних даних: W0 = 04 кНм2;
С — коефіцієнт який визначається за формулою (п. 9.7 [3]):
С = СaerСhСaltСrelСd
де Ch — коефіцієнт висоти споруди що враховує збільшення вітрового
навантаження залежно від висоти споруди або її частини що розглядається
над поверхнею землі (Z) типу навколишньої місцевості і визначається за
рис. 9.2 [3]. Тип місцевості за п.9.9 [3] – III (приміські і промислові
зони). Значення С залежно від висоти Z наведені в табл. 2.1;
Значення коефіцієнта Ch залежно від висоти Z
Сalt — коефіцієнт географічної висоти що враховує висоту Н (в
кілометрах) розміщення будівельного об'єкта над рівнем моря і за п. 9.10
мікрорельєф місцевості поблизу площадки розташування будівельного об'єкта і
приймається таким що дорівнює одиниці за винятком випадків коли об'єкт
будівництва розташований на пагорбі або схилі;
нерівномірність вітрового навантаження за напрямками вітру і як правило
приймається таким що дорівнює одиниці. Значення Сdir що відрізняється від
одиниці допускається враховувати при спеціальному обрунтуванні тільки для
відкритої рівнинної місцевості та при наявності достатніх статистичних
Сd — коефіцієнт динамічності що визначається за 9.13 [3]. Він враховує
вплив пульсаційної складової вітрового навантаження і просторову кореляцію
вітрового тиску на споруду. Сd = 10;
Сaer — аеродинамічний коефіцієнт що визначається за додатком 1 [3]
залежно від форми споруди або конструктивного елемента. За схемою 1 додатку
[3] аеродинамічний коефіцієнт рівний:
Сaer = 08 (для навітряного боку)
Сaer = 06 (для завітряного боку).
Значення коефіцієнта С для активного тиску вітру обчислене нижче:
на відмітці низу ферми на опорі Z = 210 м
на відмітці верху ферми на опорі Z = 232 м
Обчислення граничного розрахункового значення вітрового навантаження Wm
на різних відмітках Z виконане в табличній формі (табл. 2.2).
Обчислення значень Wm
Відмітка над γfm W0 С Wm
рівнем землі кНм2 кНм2
≤ 80 1035 04 1312 055
Ширина вантажної площі вітрового тиску рівна В = 12м. Лінійні граничні
розрахункові значення вітрового навантаження на раму визначаються як
Обчислення значень д виконані в табличній формі (табл. 2.3).
Обчислення значень q
Відмітка над Розподілене Ширина вантажноїЛінійне розрахункове
рівнем землі навантаження площі В м навантаження
Для спрощення статичного розрахунку рами дійсне вітрове лінійне
навантаження на ділянці від рівня землі до відмітки низу ферми замінюємо на
еквівалентне (рівновелике) рівномірно розподілене лінійне навантаження а
навантаження на торець ферми замінюємо на зосереджену силу W яка
прикладається в рівні ригеля рами (рис. 2.3).
Еквівалентне навантаження визначаємо з умови рівності згинаючих
моментів в защемленні колони від фактичного та еквівалентного навантажень.
Згинаючий момент від фактичного навантаження:
М = 6621([pic]+1)+(912-66) 1305([pic]13+8+1)=188328 кНм.
Згинаючий момент від еквівалентного навантаження:
Звідси qw=2МН2=2188328222=779 кНм.
W = 0875ho(q2 +q3) = 087522 (912 + 948) = 358 кН.
нтенсивність вітрового навантаження з завітряного боку отримують
множенням інтенсивності вітрового навантаження з навітряного боку на
коефіцієнт k = c'c = 0608 = 075.
Значення вітрового навантаження з завітряного боку:
q'w = kqw = 075779 = 585 кНм;
W' = kW =075358 = 269 кН.
2. Вихідні дані для статичного розрахунку рами
Вихідні дані для виконання статичного розрахунку рами наведені в
Вихідні дані для статичного розрахунку поперечної рами на ПЕОМ
№ Найменування Од. Позначення Величина
Висота підкранової балки з[pic] [pic] H 16
Довжина нижньої частини [pic] [pic] LH 172
Довжина верхньої частини [pic] [pic] LB 48
Вага нижньої частини [pic] [pic] GH 43
Вага верхньої частини [pic] [pic] GB 12
Вага підкранової балки з [pic] [pic] G 636
Постійне навантаження на [pic] [pic] QP 12
Снігове навантаження на [pic] [pic] QS 1872
Максимальний тиск кранів [pic] [pic][pic] D1 93539
Мінімальний тиск кранів [pic] [pic] D2 32652
Горизонтальний тиск кранів[pic] [pic] T 3006
Вітрове навантаження на [pic] [pic] QB 779
колону з навітряного боку
Вітрове навантаження на [pic] [pic] QZ 585
колону з завітряного боку
Зосереджене вітрове [pic] [pic] W 358
Проліт рами [pic] [pic] L 24
Момент від постійного [pic] [pic] MP 54
Момент від снігового [pic] [pic] MS 8424
Момент від максимального [pic] [pic] M1 58462
Момент від мінімального [pic] [pic] M2 20408
Співвідношення моментів [pic] R1 011
інерції перерізів верхньої
та нижньої частин колони
Співвідношення моментів [pic] R2 60
інерції перерізів ригеля
та нижньої частини колони
Коефіцієнт просторової [pic] D 045
3. Розрахункова схема і статичний розрахунок рами
Розрахунок рами за дійсною схемою достатньо трудомісткий тому її
замінюють моделлю - розрахунковою схемою (рис.2.4) у якій фізичні процеси
в основному відбуваються так як і в дійсній схемі. Розрахункову схему
отримують з дійсної відкидаючи несуттєві деталі і враховуючи головні
фактори до яких відносять: розміри контуру рами жорсткості її елементів
(120) характер закріплення стержнів рами.
За розрахунковий проліт рами L приймають відстань між осями верхньої
частини колони а за розрахункову висоту Н – відстань від низу бази колони
до осі нижнього поясу ферми ригеля. Зусилля в елементах рами визначаються
за допомогою ЕОМ від кожної з десяти схем навантажень окремо (рис.2.5).
Результати статичного розрахунку рами на ЕОМ наведені в табл.2.5.
Результати статичного розрахунку рами на ЕОМ
Зусилля№ Постійне Снігове Кранове навантаження Вітрове
перерізнавантаженннавантаженн навантаженн
ВертикальниГоризотнальни
М тм 1 116 218 1468 -1387 -18802
Q т 1 004 012 -363 099 1193
N т 1 2620 3000 10087 -005 -170
№ Постійні Вертикальний тиск Гальмування візка крана Вітер
ЗусиллперерізнавантаженнСніг кранів
справа Біля лівої колони Біля правої колони зліва справа
вправо вліво вліво вправо а б 1 2 3 4 5 6 7 8 9 10
кН 1 2620 3000 10087 3503 -05 05 05 -05 -170 170
кН 1 04 12 -363 209 99 -99 63 -63 1193 1032 2
Результати статичного розрахунку рами

графіка.dwg

Рис. 4.5. Конструювання вузла №1
Рис. 4.6. Конструювання вузла №2
Рис. 4.7. Конструювання вузла №3
Рис. 4.8. Конструювання вузла №4
вісь нижнього поясу фермиn(лінія дії сили Н та Н )
Рис. 4.11. Конструювання верхнього опорного вузла
Рис. 4.14. Конструювання нижнього опорного вузла

лист(Вовк).dwg

1. Матеріал конструкцій: колони - сталь 09Г2С;
ферми - сталь 18ГПС.
Заводсткі та укрупнювальні з'єднання-зварні
монтажні з'єднання-болтові.
Ручне зварювання виконувати електродами
Всі необумовлені отвори біаметром d=22мм.
Болти нормальної точності М20 крім
Всі необумовлені шви виконувати катетом
Стальний каркас одноповерхової виробничої будівлі
Ліва колона рами відправний елемент ферми Ф1-1 геометрична схема ферми поперечний розріз рами вузли специфікація
НУВГП 4к. ФБА nгр. ПЦБ-3
nвага наплавленого металу
Геометрична схема ферми Ф1
nРис. 4.11. Конструювання вузла №1
nРис. 4.12. Конструювання вузла №2
nРис. 4.13. Конструювання вузла №3
nРис. 4.14. Конструювання вузла №4
nРис. 4.15. Конструювання верхнього опорного вузла.
nРис. 4.17. До розрахунку фланця.
nРис. 4.16. До розміщення болтів увузлі.
nРис. 4.18. Конструювання нижнього опорного вузла.
Відправний елемент Ф1-1
Матеріал конструкцій: колони - сталь 10ХСНД;n ферми - сталь 10ХСНД.n2. Заводсткі та укрупнювальні з'єднання-зварні n монтажні з'єднання-болтові.n3. Ручне зварювання виконувати електродамиn типу Е-50.n4. Всі необумовлені отвори діаметром d=22мм.n5. Болти нормальної точності М20 крімn обумовлених.n6. Всі необумовлені шви виконувати катетом n kf=6мм.
Матеріал конструкцій
Заводсткі та укрупнювальні з
Ручне зварювання виконувати електродамитипу Е
Всі необумовлені отвори біаметром
Болти нормальної точності М
Відправний елемент Ф
Геометрична схема ферми Ф
геометрична схема ферми
поперечний розріз рами

4 розділ(Вовк).docx

4. РОЗРАХУНОК ТА КОНСТРУЮВАННЯ ФЕРМИ ПОКРИТТЯ
1. Збір навантажень і статичний розрахунок ферми
На ригель рами діють вертикальні постійне та снігове лінійні навантаження які обчислені в пунктах 2.1.1 і 2.1.2:
qр = 12 кНм і qs =1872 кНм.
Зосереджені сили які прикладаються у вузлах ферми:
а) від постійного навантаження:
б) від снігового навантаження
Fs= qs · lт =1872 · 3=5616 кН
де lт = 3 м — довжина панелі верхнього поясу.
Схема постійного навантаження на ферму наведена на рис. 4.1а. Схеми снігового навантаження на лівій половині прольоту ферми на правій половині та на всьому прольоті наведені на рис. 4.1б 4.1в і 4.1г.
Опорні моменти в ригелі рами замінюємо парами сил Н з плечем рівним висоті ферми на опорі h0=22м. Схеми навантаження ферми опорними моментами на лівій та правій опорах наведені відповідно на рис. 4.1д та 4.1е
За вузлової передачі навантаження в стержнях ферми виникають осьові зусилля стиску або розтягу. Розрахункові зусилля в стержнях ферми від одиничних вузлових сил F=1 кН та одиничного від'ємного моменту М=-1 кНм наведені в табл. 4.1.
Зусилля в будь-якому стержні ферми від опорних моментів обчислюються за формулою:
де М1 і М2 - величини відповідно лівого та правого опорних моментів в ригелі зі своїми знаками; S1 і S2 - зусилля відповідно в лівому та правому симетричних стержнях ферми від одиничного моменту.
Значення опорного моменту М1 беруть з табл.3.1 розрахункових зусиль колони для її верхнього перерізу. При цьому вибравши найбільший момент М1 для лівої опори ригеля в перерізі 4-4 розрахункової схеми необхідно обчислити момент М2 для правої опори в перерізі 7-7 (табл.2.7) розрахункової схеми за тієї ж комбінації навантажень що й М1.
В перерізі 4-4 момент М1=-3590 кНм (табл. 3.1). Цей момент обчислений при комбінації навантажень 1+(2+4+7+10) де 1 2 4 7 і 10 - номери навантажень. В перерізі 7-7 (табл.2.6) момент М2 обчислюється від тих же навантажень а саме:
М2= -300+09(-619-205-222+1916)= 483 кНм.
Зусилля від всіх схем навантажень зводять в табл.4.2 і сумуючи їх обчислюють розрахункові зусилля (найбільші по модулю). Якщо в стержні можливий і розтяг і стиск то необхідно обчислити розрахункове розтягуюче та стискаюче зусилля. Вплив опорних моментів враховується тільки в тому випадку якщо зусилля від опорних моментів довантажують стержні при цьому зусилля від снігового навантаження приймається з коефіцієнтом сполучення =09.
Значення поздовжніх сил в стержнях ферми від
одиничних навантажень
На лівій половині ферми
На правій половині ферми
На всьому прольоті ферми
На лівій опорі ферми S1
На правій опорі ферми S2
2. Підбір перерізів стержнів ферми
2.1. Загальні положення
Стержні ферми проектуються таврового перерізу з двох рівнобоких кутиків (рис.4.2.а 4.2.б) крім центрального стояка та стояків до яких прикріплюються вертикальні в'язі. Ці стержні проектуються хрестового перерізу (рис.4.2.в).
2.2. Підбір перерізу верхнього поясу
Товщину вузлових фасонок ферми приймаємо за табл.4.3 (МВ 051-161) залежно від максимального зусилля в стержнях решітки а саме N=483 кН яке діє в опорному розкосі 9-10: tр = 12 мм.
Верхній пояс ферми проектуємо з одного типорозміру кутиків за максимальним зусиллям в усіх панелях поясу. Максимальне зусилля в поясі становить N=670 кН в панелі 6-14 (табл. 4.2). Переріз поясу приймаємо з двох спарених рівнобоких кутиків зіставлених тавром (рис. 4.2.а).
Матеріал ферми - сталь марки 14Г2 що відповідає класу сталі С345 (за табл. 51б [1]). За табл. 51*[1] для сталі С345 при товщині 2 10 мм розрахунковий опір сталі розтягу стиску згину за межею текучості Rу =335 МПа (фасонний прокат).
За табл.6* [1] коефіцієнт умов роботи γс =095.
Розрахункові довжини стержнів верхнього поясу (за табл.11 [1]):
з площини ферми lеfy = l = 3015 м
де l- геометрична довжина стержнів верхнього поясу (рис.4.3). З досвіду проектування задаємося попередньо гнучкістю стержня λo≤ λu = 120. Для поясів і опорних розкосів рекомендується приймати попередньо λo =70 100 а для елементів решітки λo =100 120.
Задаємося гнучкістю λo =70 λu = 120. За табл.72 [1] при λo = 70 і Rу =335 МПа – φо=0675.
Виходячи з умови стійкості центрально-стиснутих елементів
обчислюємо необхідну площу поперечного перерізу стержня:
Оскільки переріз стержня складається з двох кутиків то обчислюємо необхідну площу перерізу одного кутика:
Необхідний радіус інерції перерізу стержня відносно центральної осі х-х (в площині ферми):
Маючи значення А*необ = 156 см² та іхнеоб = 431 см вибираємо з сортаменту рівнобоких кутиків [2] номер кутика з характеристиками близькими до необхідних та виписуємо фактичні геометричні характеристики перерізу: кутик L125×9 для якого А=220 см2 іх=386 см z0=34 см.
Оскільки переріз складається з двох кутиків то обчислюємо фактичні значення площі перерізу та радіусів інерції складеного перерізу:
А=2·22=44 см²; іх=386 см².
Обчислюємо фактичні гнучкості стержня та максимальну з них:
За значеннями λтах=78 та Rу=335 МПа обчислюємо фактичне значення коефіцієнта поздовжнього згину φ (за табл.72 [1]): φ=0606.
Перевіряємо максимальну гнучкість стиснутого стержня яка повинна задовольняти умові:
де λи – гранична гнучкість що визначається за табл.19*[1]
λu=180-60α =180-60·0790 =1326;
α – коефіцієнт який відображає рівень розрахункових напружень і обчислюється за формулою але приймається остаточно не менше 05.
Виконуємо перевірку стійкості підібраного перерізу:
Визначаємо точність підбору перерізу за величиною недонапруження:
2.3. Підбір перерізу нижнього поясу
Нижній пояс ферми проектуємо з одного типорозміру кутиків за максимальним зусиллям в усіх панелях поясу. Максимальне зусилля в поясі становить N=686 кН в панелі 1-13 (табл. 4.2). Переріз поясу приймаємо з двох спарених рівнобоких кутиків зіставлених тавром (рис. 4.2.б).
З умови міцності центрально-розтягнутих елементів:
Маючи значення см2 вибираємо з сортаменту рівнобоких кутиків [2] номер кутика з площею близькою до необхідної та виписуємо фактичні геометричні характеристики перерізу: кутик L80×7 для якого А =108 см2 іх=245 см zо=223 см.
Оскільки переріз складається з двох кутиків то обчислюємо фактичні значення площі перерізу та радіусів інерції складеного перерізу:
А =2·108=216 см2 іх=245 см
Розрахункова довжина стержнів нижнього поясу в площині ферми (у вертикальній площині): lefx=l=6 м де l - геометрична довжина стержнів нижнього поясу (рис.4.3).
Обчислюємо гнучкість стержня у вертикальній площині:
де λu – гранична гнучкість що визначається за табл.20*[1].
Виконуємо перевірку міцності підібраного перерізу:
отже переріз підібрано економічно.
2.4. Підбір перерізів стержнів решітки
Для розрахунків стержнів решітки необхідно знати їх геометричні довжини (по осям). Для цього викреслюємо геометричну схему півферми (рис.4.3) і проставляємо на ній обчислені нижче геометричні довжини стержнів решітки:
Послідовність розрахунку стиснутих та розтягнутих стержнів решітки така ж як верхнього та нижнього поясів. Перерізи стержнів решітки приймаються з двох спарених рівнобоких кутиків зіставлених тавром крім центрального стояка переріз якого приймається хрестовим (рис. 4.2.в).
Розрахунок виконується в табличній формі (табл.4.3). При виконанні розрахунків необхідно враховувати наступне:
- розрахункові довжини стержнів решітки в площині ферми lеf
- коефіцієнти умов роботи γс приймаються за табл.6* [1].

табл.3.1.doc

Вибір несприятливих комбінацій зусиль для лівої колони рами
№ Навантаження Переріз 1 Переріз 2 Переріз 3 Переріз 4
IА – при +Ммакс (N Q
№24610 №29 №359 №369
+Ммакс (N 112327901036

4.3.2(Вовк).docx

4.3.2.Розрахунок та конструювання опорних вузлів ферми
А. Верхній опорний вузол.
Розрахунок та конструювання вузла виконуємо одночасно.
Приймаємо болтове зєднання ферми з колоною. В цьому випадку вузол складається з фасонок до якої приварений стержень верхнього поясу ферми та опорного фланця який приварений в торець фасонки і за допомогою болтів приєднується до внутрішнього поясу колони.
Приймаємо зєднання на чотирьох болтах які розташовуються симетрично відносно центру фланця. Осі стержнів ферми(в верхньому та нижньому вузлах) центруємо на внутрішню грань колони.
Розрахунок вузла виконуємо на дію найбільшого згинаючого моменту в перерізі 4-4 рами який відриває фланець від колони: .
При цьому момент замінюється парою сил Н (рис 4.9):
де h’- відстань між центрами верхнього та нижнього опорних вузлів на внутрішній грані колони h’=2175 м.
Вузол проектуємо так щоб лінія дії сили Н проходила через середину фланця (центрального опорного вузла). Це призводить до рівномірного навантаження всіх болтів і зварного шва який з’єднує фланець з фасонкою. Товщину опорного фланця конструктивно приймаємо tф =20 ммі в подальшому перевіряємо на міцність.
Для конструювання фасонок опорного вузла розраховуємо зварні шви які з’єднують верхній пояс з фасонкою на дію поздовжнього зусилля в крайній панелі поясу тобто в стержні 3-9. за табл.. 4.2. [6] . Стержень верхнього поясу складається з двох кутиків 2125×9.
Розраховуємо зварний шов біля обушка:
приймаємо максимальний катет шва:
Остаточно приймаємо .
Тоді необхідна розрахункова довжина шва:
Виконуємо перевірку конструктивних вимог:
Розраховуємо шов біля пера:
катет шва приймаємо максимальним:
розрахункова довжина шва:
остаточно приймаємо
Перевіряємо конструктивні вимоги до шва біля пера.
катет шва повинен бути в межах:
Розрахункова довжина швів повинна бути в межах:
Висота фланця знімається з креслення: Ширину фланця b призначаємо так щоб відстань між вертикальними рядами болтів була мінімальною. Болти приймаємо діаметром 2 см. Відстані в болтовому з’єднанні повинні відповідати наступним вимогам (за табл. 39 [1]):
між центрами болтів в будь-якому напрямку:
від центру болта до краю елемента:
де d1 =22 мм – діаметр отвору під болти класу точності В;
t – менша з товщин з’єднуваних болтами елементів в данному випадку t=tф=20 мм (рис 4.10).
Остаточно приймаємо
Оскільки кількість болтів n=4 прийнята попередньо тому необхідно перевірити їх достатню кількість за формулою:
де Nb – розрахункове зусилля яке може бути сприйняте одним болтом з умови його роботи на розтяг при відриві фланця від колони.
Перше число в позначенні класу міцності болтів повинне бути не меншим ніж
друге число – не меншим ніж
де RunіRyn – відповідно межа міцності та межа текучості більш міцної сталі (ферми або колони). Для сталі С345 за товщини листового прокату 10 ммt≤20 мм – Run=470 МПа Ryn=325 МПа.
Остаточно приймаємо болти класу 5.8. За табл. 58* [1] розрахунковий опір болтів розтягу Rbt=200 МПа. Тоді
де - площа перізу болта «нетто» за табл. 62*[1].
Необхідна кількість болтів:
Отже чотирьох болтів у з’єднанні достатньо.
Шви які прикріплюють фланець до фасонки мають довжину яка визначається при конструюванні вузла:
Необхідний катет шва:
Приймаємо остаточно (за табл. 38*[1] при товщині більш товстого зі зєднувальних елементів tф=20 мм).
Перевіряємо розрахункову довжину:
Сила Н намагається відірвати фланець від колони і викликає його згин (рис.4.12). Момент при згині фланця визначається як в защемленій балці прольотом «а». рівний відстані між вертикальними рядами болтів:
Перевіряємо міцність фланця:
Отже міцність фланця забезпечена. Конструктивне рішення вузла наведене на рисунку 4.11.
Б. Нижній опорний вузол.
Для визначення контурів опорної фасонки розраховуємо зварні шви які з’єднують опорний розкос та нижній пояс з фасонкою. Приймаємо конструктивно товщину опорного фланця tф =20мм. Відстань між найближчими точками кутиків нижнього поясу та опорного розкосу повинна бути:
а = 6tр – 20мм = 6·12 – 20 = 52 мм
але не більшою 80 мм і не меншою 40 мм. Приймаємо а = 50 мм.
Для визначення контурів кутової фасонки розраховуємо зварні шви які з’єднують опорний розкос та нижній пояс з фасонкою.
Розрахункове зусилля в стержні N9-10=483кН. Переріз стержня 2125×9. Товщина вузлової фасонкиtp=12 мм.
Обчислюються теоретичні значення розмірів швів.
необхідна площа шва:
катет шва kfc= kfcma
приймаємо остаточно kfc=10 см;
приймаємо остаточно lwc=12 см.
Перевіряємо конструктивні вимоги до шва біля обушка.
Катет шва повинен бути в межах:
катет шва kft= kftma
приймаємо остаточно lwt=7 см.
Стержень№1-10. Розрахункове зусилля в стержні N1-10=410кН. Переріз стержня 280×7. Товщина вузлової фасонки tp=12 мм.
розрахункова довжина шва з креслення:;
приймаємо остаточно kfc= kfcmіn=06 см;
перевіряємо розрахункову довжинy шва:
приймаємо остаточно kfc= kfcmіn=06см;
перевіряємо розрахунковy довжинy шва:
Ширина фланця за аналогією з верхнім опорним вузлом b=180 мм висота фланця за результатами конструювання вузла h=420 мм.
Прийняті попередньо розміри фланця повинні відповідати конструктивним вимогам та забезпечувати місцеву стійкість фланця.
Остаточні поперечні розміри фланця повинні забезпечувати умову міцності на зминання торцевої поверхні оскільки торець фланця передає опорну реакцію ригеля:
де V – опорна реакція ригеля як вільно лежачої балочної конструкції від дії постійного та снігового навантаження на всьому прольоті.
деVp – опона реакція від постійного навантаження:
Vs – опона реакція від снігового навантаження:
Vs=4Fs=4·5616= 22464 кH;
Аф – площа поперечного перерізу фланця:
Rp– розрахунковий опір сталі зминанню торцевої поверхні за табл. 52* [1]
при Run=470МПа (сталь С345 t=2 cм) Rp=427 МПа.
Умова міцності виконується.
Якщо в опорному вузлі можлива дія сили Нt яка викликає відрив фланця від колони то він розраховується на згин як пластина защемлена в місцях розміщення болтів. Значення сили Нt визначається як (рис. 4.13):
де + Mmax – максимальний додатній згинаючий момент в перерізі 4-4 рами. Затабл.3.1 [5] + Mmax = 1616 кНм.
Розрахунок полягає в перевірці товщини фланця:
де а=100 мм – відстань між вертикальними рядами болтів; h=420 мм – висота опорного фланця.
Розраховуємо зварні шви які з’єднують фасонку з опорним фланцем. Вони працюють в складному напруженому стані під дією вертикальної опорної реакції ферми V=36864 кН та стискаючої сили від рамних зусиль Н=1651 кН яка прикладена з ексцентриситетом е=78мм відносно середини шва так як діє вздовж осі нижнього поясу. Розрахункова довжина кожного з двох швів (з кожного боку фасонки) отримана при конструюванні і рівна:
Обчислюємо катет шва з умови міцності за рівнодіючими напруженнями.
Рівнодіюче напруження в найбільш напруженій точці шва:
де е – ексцентриситет сили Н по по відношенню до середини шва е=78 см
а також те що зусилля сприймається одночасно двома швами отримаємо:
Звідси необхідний катет шва:
Приймаємо остаточно: (за табл. 38*[1]).
Перевіряємо розрахункову довжину шва:
Розрахунок опорного столика необхідного для обпирання ферми та сприйняття вертикальної опорної реакції V полягає у визначенні довжини ширини та товщини столика.
Товщина опорного столика призначається конструктивно 30 40 мм дотримуючись умови: .
Ширину столика приймаємо на 15..20 мм більшою ширини фланця в кожну сторону: .
Конструктивно приймаємо з’єднання столика з колоною двома швами з виносом на торець на 20 мм.
Приймаємо катет шва: (за табл.38*[1]).
Довжину столика яка рівна розрахунковій довжині шва:
Конструювання вузла показано на рис. 4.14.
Для забезпечення стійкості стінки колони в місцях прикладення сили Н ставляться парні поперечні ребра жорсткості осі яких суміщають з центрами опорних вузлів ферми.

титулка зміст.docx

Міністерство освіти і науки молоді та спорту України
Національний університет водного господарства та природокористування
Кафедра інженерних конструкцій
Пояснювальна записка
до курсового проекту
з дисципліни «Металеві конструкції»
«Стальний каркас одноповерхової виробничої будівлі»
студент 4-го курсу ФБА
Завдання на проектування
Компонування поперечної рами.
Розміщення колон на плані.
Розробка конструктивної схеми каркасу.
Забезпечення просторової жорсткості будівлі.
Розрахунок поперечної рами.
1 Визначення навантажень на раму
1.1. Постійні навантаження.
1.2. Снігове навантаження.
1.3. Кранове навантаження.
1.4. Вітрове навантаження.
2. Вихідні дані для статичного розрахунку рами.
3. Розрахункова схема і статичний розрахунок рами.
Розрахунок та конструювання лівої колони рами.
1 Вихідні дані для розрахунку колони.
2 Визначення розрахункових довжин верхньої і нижньої частин колони.
3 Підбір перерізу верхньої частини колони.
4 Підбір перерізу нижньої частини колони.
5 Перевірка стійкості колони як єдиного наскрізного стержня в площині дії моменту.
6 Розрахунок з’єднання верхньої частини колони з нижньою.
7 Розрахунок бази колони.
8 Розрахунок фундаментних болтів.
Розрахунок і конструювання ферми покриття
1 Збір навантажень і статичний розрахунок ферми.
2 Підбір перерізів стержнів ферми.
2.1 Загальні положення.
2.2 Підбір перерізу верхнього поясу.
2.3 Підбір перерізу нижнього поясу.
2.4 Підбір перерізів стержнів решітки.
3 Конструювання та розрахунок вузлів ферми.
3.1 Конструювання та розрахунок проміжних вузлів ферми.
3.2 Розрахунок та конструювання опорних вузлів ферми.
СНиП -23-81*. Стальные конструкции Госстрой СССР. – М: ЦИТП Госстроя СССР 1991. – 96 с.
Клименко Ф.Е. Барабаш В.М. Металеві конструкції: Підручник. – Львів: Світ 1994. – 280 с.
Бабич В.. Огороднік В.. Романюк В.В. Таблиці для проектування будівельних конструкцій. Довідник. – Рівне 1999. – 506с.
ДБН В.1.2.2.-2006. Навантаження та впливи. К.: Мінбуд України 2006.
Методические указания к выполнению курсового проекта по металлическим конструкциям для студентов специальности 1202 (051-53). Ровно-1986г.
1-159. Методичні вказівки до виконання курсового проекту з дисципліни Металеві конструкції” студентами спеціальності 6.060101 - Промислове та цивільне будівництво” всіх форм навчання на тему Стальний каркас одноповерхової виробничої будівлі”. Компонування каркасу. Визначення навантажень та статичний розрахунок поперечної рами. Налепа О.. Романюк В.В. – Рівне: НУВГП 2010. – 28с.
1-160. Методичні вказівки до виконання курсового проекту з дисципліни Металеві конструкції” студентами спеціальності 6.060101 - Промислове та цивільне будівництво” всіх форм навчання на тему Стальний каркас одноповерхової виробничої будівлі”. Розрахунок колони рами. Налепа О.. Романюк В.В. – Рівне: НУВГП 2010. – 28с.
1-161.Методичні вказівки до виконання курсового проекту з дисципліни Металеві конструкції” студентами спеціальності 6.060101 - Промислове та цивільне будівництво” всіх форм навчання на тему Стальний каркас одноповерхової виробничої будівлі”. Збір навантажень на ферму. Статичний розрахунок ферми. Підбір перерізів стержнів ферми. Налепа О.. – Рівне: НУВГП 2010. – 20с.
1-162. Методичні вказівки до виконання курсового проекту з дисципліни Металеві конструкції” студентами спеціальності 6.060101 - Промислове та цивільне будівництво” всіх форм навчання на тему Стальний каркас одноповерхової виробничої будівлі”. Конструювання та розрахунок проміжних вузлів ферми. Налепа О.. – Рівне: НУВГП 2010. – 28с.

табл.4.2,4.3.doc

Визначення розрахункових зусиль в стержнях ферми
Елементи№ Зусилля в елементах ферми від навантаження кНЗусилля від опорних моментів кН Розрахункові
ферми стерж зусилля кН
Fq= 360 кН снігового Fs=5616 кН від М=-1 кНм від М1=
справа на всьому прольоті
S2 (=10 (=09 (=10 (=09 (=10 (=09
пояс 3-9 0 0 0 0 0 0 0 0473 0 170 0 170 170 4-11 -
-7 47 -670 Нижній пояс 1-10 157 174 157 70 63 244 220 -
6 -0207 -0124 -74 6 -68 686 Розкоси 9-10 -201 -224 -202
-68 -61 51 46 -17 -15 008 -0038 29 2 31 66 -79 Стояки
Підбір перерізів стержнів ферми
стержнів Розрахункові
зусилля кН Склад перерізу Площа
перерізу см2 Геометрична
довжина см Розрахункова
інерції см Гнучкість ( (c (
МПа lefx lefy ix iy (x (y Верхній пояс
-9 170 2125х9 440 2764 2764 2764 35 386 556 78 50 -
5 39 318 4-11 -611 2125х9 440 3015 3015 3015 35
6 556 78 54 0606 095 229 318 5-12 -611 2125х9 440
-670 2125х9 440 3015 3015 3015 35 386 556 78 54
06 095 252 318 Нижній
пояс 1-10 401 280х7 216 575 575 575 25 245 374 235 154 -
5 186 318 1-13 686 280х7 216 600 600 600 25 245
4 245 160 - 095 3176 318 Розкоси 9-10 -483 2125х9 440
-11 254 250х5 96 3873 3873 3873 15 153 253 254 153 -
5 265 318 12-13 -138 290х6 212 4278 3422 4278 25
8 411 124 105 0291 08 224 268 13-14 -79 290х6 212
Стояки 11-12 -92 263х5 1226 275 220 275 20 194 304 114 91
42 08 220 268 14-15 41 250х5 96 335 335 335 15 153
3 219 133 - 095 43 318

Таблиця 3.1..docx

Вибір несприятливих комбінацій зусиль для лівої колони рами
Постійне навантаження
Снігове навантаження
Вертикальний тиск кранів (візок зліва)
Гальмування візка крана біля лівої колони вправо
Те ж біля лівої колони вліво
Те ж біля правої колони вліво
Те ж біля правої колони вправо
Короткочасні навантаження для основного сполучення з = 1
IА – при +Ммакс (N Q – відповідні)
IБ – при -Ммакс (N Q – відповідні)
IВ – при +Nмакс (М Q – відповідні)
Короткочасні навантаження для основного сполучення з = 09
Сполуч. для розрахунку фунд. болтів
Перевірив керівник КП ( )

ПЗ метал Волошин.docx

Основні характеристики мостового крану Q=305 т
Тиск колеса крана кН
КОМПОНУВАННЯ ПОПЕРЕЧНО РАМИ
1. Розміщення колон на плані
Розміщення колон на плані (рис.1.1) приймають з урахуванням технологічних конструктивних та економічних факторів. Воно повинно бути узгоджене з габаритами технологічного обладнання його розташуванням та напрямком вантажопотоків. Колони розміщують так щоб разом з ригелями вони утворювали поперечні рами.
Крок колон відповідно до завдання становить 6м. Біля торців будівлі колони зміщують всередину будівлі на 500мм для зручності оформлення кутів будівлі стандартними огороджувальними конструкціями.
2. Розробка конструктивної схеми каркасу
Компонування поперечної рами починають з визначення вертикальних розмірів будівлі які залежать від технологічних умов виробництва габаритів технологічного обладнання і підйомно-транспортних механізмів. Вони визначаються відстанню від рівня підлоги відмітку якої приймають нульовою до головки кранової рейки Н0 і відстанню від головки кранової рейки до низу несучих конструкцій покриття Н3 (рис.1.2). Розмір Н3 диктується габаритами мостового крана і умовами безпечної експлуатації крана та несучих конструкцій каркасу будівлі
де Hk – висота мостового крана; а – розмір який враховує прогин конструкцій покриття та висоту виступаючих донизу елементів а також мінімальний зазор між верхньою точкою візка крана і низом несучої конструкції покриття виходячи з вимог техніки безпеки (розмір приймається відповідно до завдання).
Корисна висота будівлі
Довжина верхньої та нижньої частин колони:
де hb – висота підкранової балки з рейкою (приймається відповідно до завдання); h3 – заглиблення колони нижче нульової відмітки (приймається відповідно до завдання).
Загальна висота колони від низу бази до низу ригеля
Висота ферми на опорі для трапецієподібного контуру поясів h0=22 м а висота ферми посередині прольоту
де L=24м – проліт ферми; і – ухил верхнього поясу ферми.
Після визначення необхідних розмірів по вертикалі визначають основні габаритні розміри по горизонталі.
Прив’язку зовнішньої грані колони крайнього ряду до поздовжньої координаційної осі будівлі приймають b0 =0 мм. Нульову прив’язку приймають в будівлях без мостових кранів а також в невисоких будівлях за кроку колон до 6м і кранах вантажопідйомністю Q≤30т.
Остаточно приймаємо прив’язку зовнішньої грані колони крайнього ряду до поздовжньої координаційної осі b0=0 мм.
Ширину перерізу верхньої частини колони приймають з умови стійкості таким чином щоб і призначають h2=500мм якщо з розрахунку h2≤500мм; h2=750мм якщо 500ммh2≤750мм; h2=1000мм якщо 750ммh2≤1000мм.
В проекті ширина перерізу верхньої частини колони тому остаточно приймаємо h2=500 мм.
Ширину перерізу нижньої частини колони приймають з умови забезпечення необхідної жорсткості будівлі в поперечному напрямку таким чином щоб і призначають h1=1000мм якщо з розрахунку h1=≤1000мм; h1=1250мм якщо 1000ммh1≤1250мм; h1=1500мм якщо 1250ммh1≤1500мм.
В проекті ширина перерізу нижньої частини колони
приймаємо h1=1250 мм.
Відстань від осі колони до осі підкранової балки
Для того щоб кран під час руху не торкався колон повинна виконуватись умова:
де В1 – виступ моста крана за межі осі підкранової балки; 75мм – зазор виходячи з техніки безпеки.
3. Забезпечення просторової жорсткості будівлі
В каркасах виробничих будівель використовують в’язі в площині верхніх і нижніх поясів ферми а також вертикальні – між фермами і між колонами (рис.1.3 рис.1.4 рис.1.5).
Горизонтальні в’язі в площині верхніх поясів ферм які служать для забезпечення їх стійкості встановлюють посередині та біля торців температурного блоку (рис.1.3). Горизонтальні в’язі в площині нижніх поясів ферм розташовують по периметру температурного блоку (рис.1.4).
Якщо довжина блока близька до граничної то поперечні горизонтальні в’язі по верхніх і нижніх поясах ферм влаштовують через 50 60м. Вертикальні в’язі між фермами використовують для збільшення їх бокової жорсткості та зручності монтажу. В’язі влаштовують біля опор ферми та по довжині ферм через 9 12м. Вздовж будівлі ці в’язі розміщують в площині поперечних в’язей і в проміжку через 3 4 кроки ферм.
Вертикальні в’язі між колонами (рис.1.5) забезпечують загальну стійкість та геометричну незмінність будівлі а також сприймають зусилля від поздовжнього гальмування кранів і тиску вітру на торець будівлі. В’язі нижнього ярусу між колонами розміщують посередині температурного блоку або близько до неї в площині підкранової та зовнішньої віток колони. В’язі верхнього ярусу між колонами які розміщуються вище підкранових балок встановлюють посередині блоку та в його торцях.
Розрахунок поперечної рами
1. Визначення навантажень на раму
1.1. Постійне навантаження
В курсовому проекті постійне розрахункове граничне навантаження на ригель рами (згідно завдання).
Розрахункове граничне погонне постійне навантаження на ригель рами
де В=6 м – поздовжній крок колон.
Опорний тиск ригеля від постійного навантаження відносно центру перерізу нижньої частини колони викликає момент Мq (рис.2.1).
Опорний тиск ригеля від постійного навантаження
Ексцентриситет опорного тиску
Постійне навантаження від власної ваги верхньої та нижньої частини ступінчатої колони:
а) від нижньої частини колони
б) від верхньої частини колони
Навантаження на раму від власної ваги підкранових конструкцій
де - значення які задані у вихідних даних.
1.2. Снігове навантаження
Граничне розрахункове значення снігового навантаження на горизонтальну проекцію покриття обчислюється за формулою
де – коефіцієнт надійності за граничним значенням снігового навантаження визначається залежно від заданого середнього періоду повторюваності Т. Для об'єктів масового будівництва допускається середній період повторюваності Т приймати таким що дорівнює встановленому строку експлуатації конструкції Теf. За додатком В [3] приблизний термін експлуатації будівлі становить 60 років. За табл.8.1 [3] ;
S0– характеристичне значення снігового навантаження яке дорівнює вазі снігового покриву на 1 квадратний метр поверхні рунту яке може бути перевищене у середньому один раз за 50 років. Характеристичне значення снігового навантаження S0 визначається залежно від снігового району. В курсовому проекті значення S0 задане у вихідних даних: ;
С– коефіцієнт що визначається за формулою (п. 8.6 [3])
де – коефіцієнт переходу від ваги снігового покриву на поверхні рунту до снігового навантаження на покрівлю який визначається залежно від форми покрівлі і схеми розподілу снігового навантаження. згідно додатку Ж [3];
Ce– коефіцієнт що враховує вплив особливостей режиму експлуатації на накопичення снігу на покрівлі (очищення танення тощо) і встановлюється завданням на проектування. При відсутності даних про режим експлуатації покрівлі коефіцієнт Се допускається приймати таким що дорівнює одиниці;
Calt– коефіцієнт географічної висоти що враховує висоту Н (у кілометрах) розміщення будівельного об'єкта над рівнем моря і при H05 км Calt = 1 .
Тоді граничне розрахункове значення снігового навантаження на горизонтальну проекцію покриття буде рівне
Лінійне снігове граничне розрахункове значення навантаження на ригель рами при кроці рам В=6 м:
Опорний тиск ригеля від снігового навантаження (див. рис. 2.1):
Зосереджений момент в уступі колони від снігового навантаження (див. рис. 2.1):
1.3. Кранове навантаження
Вертикальне та горизонтальне кранове навантаження на раму визначають від двох найбільш несприятливих за впливом кранів. Кранове навантаження передається на раму підкрановими та гальмівними балками у вигляді вертикальних опорних тисків Vmax і Vmin та горизонтальної сили гальмування візка крана Т.
де – коефіцієнт сполучень за сумісної роботи двох кранів легкого та середнього режимів роботи;
– коефіцієнт надійності за навантаженням для кранового навантаження;
Fmax – максимальний тиск колеса крана для кранів Q ≤ 30т Fmax= F1 = 315 кН.
Σy – сума ординат ліній впливу для опорного тиску на колону (табл.2.1);
G3=18 кН – навантаження від власної ваги підкранових конструкцій;
Fmin – мінімальний тиск колеса крана
де Q=30 т – вантажопідйомність крана;
G =520 т – повна вага крана з візком;
n0 = 2 – кількість коліс з одного боку крана (при Q ≤ 50т – п0=2;).
Вантажопідйомність крана т
Σy за прольоту підкранової балки
Горизонтальний розрахунковий тиск гальмівних балок на колону
де - тиск одного колеса крана; Gt – вага візка крана.
Підкранові балки встановлюють відносно осі нижньої частини колони з ексцентриситетом тому в рамі від їх опорного тиску виникають зосереджені моменти (рис.2.2).
1.4. Вітрове навантаження
Граничне розрахункове значення вітрового навантаження на раму визначається за формулою
де fm — коефіцієнт надійності за граничним розрахунковим значенням вітрового навантаження визначається залежно від заданого середнього періоду повторюваності T. Для об’єктів масового будівництва допускається середній період повторюваності T приймати таким що дорівнює встановленому терміну експлуатації конструкції Tef. За додатком В [3] приблизний термін експлуатації будівлі становить 60 років. За табл.9.1 [3] ;
W0—характеристичне значення вітрового тиску яке дорівнює середній (статичній) складовій тиску вітру на висоті 10м над поверхнею землі що може бути перевищений у середньому один раз за 50років. Характеристичне значення вітрового тиску W0 визначається залежно від вітрового району по карті районування території України. В курсовому проекті значення задане у вихідних даних: ;
C — коефіцієнт який визначається за формулою (п. 9.7 [3]):
де Ch — коефіцієнт висоти споруди що враховує збільшення вітрового навантаження залежно від висоти споруди або її частини що розглядається над поверхнею землі (Z) типу навколишньої місцевості і визначається за рис. 9.2 [3]. Тип місцевості за п.9.9 [3] – II (приміські і промислові зони). Значення Ch залежно від висоти Z наведені в табл. 2.2;
Значення коефіцієнта Ch залежно від висоти Z=Н4=204 м.
Calt — коефіцієнт географічної висоти що враховує висоту H (в кілометрах) розміщення будівельного об’єкта над рівнем моря і за п. 9.10 [3] рівний
Cre він враховує мікрорельєф місцевості поблизу площадки розташування будівельного об’єкта і приймається таким що дорівнює одиниці за винятком випадків коли об’єкт будівництва розташований на пагорбі або схилі;
Cd він враховує нерівномірність вітрового навантаження за напрямками вітру і як правило приймається таким що дорівнює одиниці. Значення Cd
Cd—коефіцієнт динамічності що визначається за 9.13 [3]. Він враховує вплив пульсаційної складової вітрового навантаження і просторову кореляцію вітрового тиску на споруду. Cd=10;
Caer — аеродинамічний коефіцієнт що визначається за додатком [3] залежно від форми споруди або конструктивного елемента. За схемою 1 додатку [3] аеродинамічний коефіцієнт рівний
(для навітряного боку)
(для завітряного боку).
Значення коефіцієнта С для активного тиску вітру обчислене нижче:
на відмітці низу ферми на опорі
на відмітці верху ферми на опорі
Обчислення граничного розрахункового значення вітрового навантаження Wm на різних відмітках Z виконане в табличній формі (табл. 2.3).
Обчислення значень Wm
Відмітка над рівнем землі
Ширина вантажної площі вітрового тиску рівна .
Лінійні граничні розрахункові значення вітрового навантаження на раму визначаються як
Обчислення значень q виконані в табличній формі (табл. 2.4).
Обчислення значень q
Розподілене навантаження
Ширина вантажної площі
Лінійне розрахункове навантаження q кНм
Для спрощення статичного розрахунку рами дійсне вітрове лінійне навантаження на ділянці від рівня землі до відмітки низу ферми замінюємо на еквівалентне (рівновелике) рівномірно розподілене лінійне навантаження а навантаження на торець ферми замінюємо на зосереджену силу W яка прикладається в рівні ригеля рами (рис. 2.3).
Еквівалентне навантаження визначаємо з умови рівності згинаючих моментів в защемленні колони від фактичного та еквівалентного навантажень.
Згинаючий момент від фактичного навантаження:
Згинаючий момент від еквівалентного навантаження:
нтенсивність вітрового навантаження з завітряного боку отримують множенням інтенсивності вітрового навантаження з навітряного боку на коефіцієнт .
Значення вітрового навантаження з завітряного боку:
2. Вихідні дані для статичного розрахунку рами
Вихідні дані для виконання статичного розрахунку рами наведені в табл.2.5.
Висота підкранової балки з рейкою
Довжина нижньої частини колони
Довжина верхньої частини колони
Вага нижньої частини колони
Вага верхньої частини колони
Вага підкранової балки з рейкою
Постійне навантаження на ригелі
Снігове навантаження на ригелі
Максимальний тиск кранів
Мінімальний тиск кранів
Горизонтальний тиск кранів
Вітрове навантаження на колону з
Зосереджене вітрове навантаження
Момент від постійного навантаження
Момент від снігового навантаження
Момент від максимального тиску кранів
Момент від мінімального тиску кранів
Співвідношення моментів інерції перерізів верхньої та нижньої частин колони
Співвідношення моментів інерції перерізів ригеля та нижньої частини колони
Коефіцієнт просторової жорсткості
3. Розрахункова схема і статичний розрахунок рами
Розрахунок рами за дійсною схемою достатньо трудомісткий тому її замінюють моделлю – розрахунковою схемою (рис.2.4) у якій фізичні процеси в основному відбуваються так як і в дійсній схемі. Розрахункову схему отримують з дійсної відкидаючи несуттєві деталі і враховуючи головні фактори до яких відносять: розміри контуру рами жорсткості її елементів (120) характер закріплення стержнів рами.
За розрахунковий проліт рами L приймають відстань між осями верхньої частини колони а за розрахункову висоту H – відстань від низу бази колони до осі нижнього поясу ферми ригеля. Зусилля в елементах рами визначаються за допомогою ЕОМ від кожної з десяти схем навантажень окремо (рис.2.5).
Результати статичного розрахунку рами на ЕОМ наведені в табл.2.6.
В табл.2.6 зусилля в перерізах рами наведені лише від п’яти окремих навантажень а тому складаємо ще одну таблицю (табл.2.7) в яку вносимо зусилля від усіх десяти окремих навантажень наступним чином: значення зусиль які наведені в стовпчику 3 таблиці 2.6 заносимо в стовпчик 1 таблиці 2.7; далі зі стовпчика 4 – в стовпчик 2; з 5 – в 3; з 6 – в 5; з 7 – в 9. Слід мати на увазі що в табл.2.6 зусилля наведені в тм і т а в табл.2.7 необхідно заносити зусилля в кНм і кН тобто при переносі з табл.2.6 в табл. 2.7 кожне число необхідно множити на 10 (переносити кому на один знак вправо). Зусилля в стовпчиках 4 6 7 8 та 10 таблиці 2.7 отримуються виходячи із дзеркального розміщення перерізів і навантажень на розрахунковій схемі.
Результати статичного розрахунку рами на ЕОМ
Постійне навантаження
Снігове навантаження
Кранове навантаження
Вітрове навантаження
РОЗРАХУНОК ТА КОНСТРУЮВАННЯ ЛВО
1. Вихідні дані для розрахунку колони
Розрахункові комбінації зусиль в колоні обчислені в табл. 3.1.
Для розрахунку верхньої (надкранової) частини колони приймаємо наступну комбінацію зусиль:
N2= 4412 кН; М2=-5848 кНм; Q2=233 кН.
Для розрахунку нижньої (підкранової) частини колони приймаємо наступні комбінації зусиль:
N1=11677 кН; М1=15121 кНм (для розрахунку зовнішньої вітки тобто коли згинаючий момент довантажує зовнішню вітку);
N1 =4539кН; М1 =-1342 кНм; Q1=1365 кН (для розрахунку підкранової вітки тобто коли згинаючий момент довантажує підкранову вітку).
Матеріал колони – сталь марки 10Г2С1 що відповідає класу сталі С375 (за табл. 51б [1]).
Геометрична довжина верхньої частини колони геометрична довжина нижньої частини колони l1=Н1=170м.
Висота перерізу верхньої частини колони h2=500 мм нижньої частини – h1=1250 мм.
Співвідношення моментів інерції нижньої та верхньої частин колони: I1:I2=75;
Висота підкранової балки: hв=10м.
2. Визначення розрахункових довжин нижньої
і верхньої частин колони
Розрахункові довжини нижньої і верхньої частин колони в площині рами визначаються за формулами: l1x=1 l1 та l2x=2 l2 де 1 і 2 - коефіцієнти приведення розрахункової довжини відповідно нижньої і верхньої частин колони. Нормами проектування прийнято визначати спочатку коефіцієнт 1 залежно від трьох параметрів:
) співвідношення погонних жорсткостей верхньої та нижньої частин колони;
) розрахункової схеми закріплення верхнього кінця колони (нижній практично завжди защемлений).
де - відношення між критичними силами для окремих частин колони яке приймається рівним відношенню діючих в них зусиль. Для різних комбінацій навантажень це відношення має різні значення. А тому обчислюється найбільше значення поздовжньої сили в нижній частині колони N1* (за розрахунковою комбінацією Nmax Mвідп. в перерізі 1-1) і визначається відповідна цій же комбінації навантажень поздовжня сила N2* в верхній частині колони (в перерізі 4-4 розрахункової схеми). Отримані в подальшому значення 1 і 2 використовуються для розрахунку і при інших комбінаціях навантажень.
За табл.3.1 в перерізі 1-1 рами
для верхньої частини колони N2* в перерізі 4-4 рами обчислюється при тій же комбінації навантажень що й N1* а саме 1+(2+3+6+10) де 1 2 3 6 і 10 – номери навантажень згідно табл. 3.1
N2*=1512+09(306-08+02+152) = 43974 кН.
Співвідношення погонних жорсткостей верхньої та нижньої частин колони
Для рам з жорстким опиранням ригеля за табл. 68[1] залежно від n=052 та 1=0435 визначаємо 1=176.
Знаючи 1 визначаємо зі співвідношення коефіцієнт 2:
Якщо 2 > 3 то остаточно приймаємо 2 = 3.
Розрахункові довжини верхньої і нижньої частин колони з площини рами відповідно:
3. Підбір перерізу верхньої частини колони
Переріз верхньої частини колони прийнятий у вигляді зварного складеного двотавра висотою h2=500мм. За табл. 51*[1] для сталі С375 при товщині 10 мм t ≤ 20 мм розрахунковий опір сталі розтягу стиску згину за межею текучості Ry =345 МПа (листовий та фасонний прокат). Модуль пружності сталі E=206105МПа.
Необхідна площа перерізу визначається виходячи з умови стійкості позацентрово-стиснутих елементів в площині дії моменту:
Для цього необхідно знати коефіцієнт зниження розрахункового
опору сталі при позацентровому стиску e який залежить від умовної гнучкості і приведеного відносного ексцентриситету mef .
Для симетричного двотавра радіус інерції перерізу на початковому етапі розрахунку приблизно рівний
іх 042 h2 =042·50=21см.
Для симетричного двотавра ядрова відстань на початковому етапі розрахунку приблизно рівна
фізичний ексцентриситет ;
відносний ексцентриситет .
Коефіцієнт впливу форми перерізу визначається за табл.73 [1] залежно від m=757 і відношення площ полиці і стінки . Оскільки розміри перерізу ще невідомі то можна попередньо прийняти
Тоді mef = · m=13486·757=1021.
За табл.74 [1] e = 011656.
Компонуємо переріз колони враховуючи що ширина поясних листів повинна бути не меншою
Приймаємо стінку з наступними розмірами та площею перерізу
Аw = tw · hw = 9 · 468 = 4212 мм2 = 4212см2
поясні листи з наступними розмірами та площею перерізу
Af = tf · bf =16 · 240 = 3840 мм2 = 384см2.
Обчислюємо фактичні геометричні характеристики перерізу:
A2 = Аw + 2 Af = 4212 + 2 · 384 = 1143 см2;
Визначаємо гнучкості стержня колони в площині та з площини рами
Перевіряємо місцеву стійкість поясів:
де bef – ширина звисання поясного листа
- граничне значення відношення яке визначається за табл. 29*[1]
Місцева стійкість поясів забезпечена.
Перевіряємо стійкість верхньої частини колони в площині дії моменту за формулою для чого попередньо обчислюємо фактичні значення і :
За табл.73 [1] при та коефіцієнт впливу форми перерізу рівний =129.
За табл. 74[1] залежно від = 258 і mef=975 коефіцієнт φе=012.
Перевіряємо умову стійкості колони в площині дії моменту:
Умова стійкості виконується.
Перевірка стійкості верхньої частини колони з площини дії моменту виконується за формулою:
Коефіцієнт поздовжнього згину φy визначається як для центрально-стиснутого елемента. При та Ry=345МПа за табл. 72[1]
Коефіцієнт с визначається залежно від величини відносного ексцентриситету mx згідно п.5.31 [1]. При обчисленні mx за розрахунковий згинаючий момент Мх для стержнів з шарнірно-опертими кінцями закріпленими від зміщення перпендикулярно площині дії моменту приймається максимальний момент в межах середньої третини довжини але не менше половини найбільшого по довжині стержня моменту.
найбільший момент по довжині верхньої частини колони згідно табл.3.1 виникає в перерізі 4-4 рами і рівний моменту М2 з розрахункової комбінації зусиль для верхньої частини колони
момент в перерізі 3-3 рами обчислюємо при тій же комбінації навантажень (див. табл.3.1) що й М2 тобто при навантаженнях 1+(2+4+7+10) де 1 2 4 7 та 10 – номери навантажень
найбільший момент в межах середньої третини по довжині верхньої частини колони
половина найбільшого по довжині стержня моменту
то розрахунковий згинаючий момент
Відносний ексцентриситет .
Згідно п.5.31 [1] при
де с5 визначається за формулою (57) [1] при mx=5 а с10 – за формулою (58) [1] при mx=10.
де (за табл. 10 [1]) при ;
(за табл. 10 [1] при ).
де - коефіцієнт який визначається згідно з вимогами п. 5.15 [1] і додатку 7* [1] як для балки з двома та більше закріпленнями стиснутого поясу. Для його визначення обчислюємо
При коефіцієнт рівний
При та за табл. 72 [1] .
Перевіряємо стійкість верхньої частини колони з площини дії моменту:
Перевірка місцевої стійкості стінки виконується за формулою:
де - фактичне значення відношення висоти стінки до її товщини;
- граничне значення відношення яке обчислюється за п.7.16* [1] залежно від величини коефіцієнта .
де - найбільші стискаючі напруження на краю стінки які приймаються зі знаком плюс” згідно п.7.16* [1]
– відповідні напруження на іншому краю стінки
Для симетричного двотавра коефіцієнт зручно обчислювати також через відносний ексцентриситет mx наприклад:
Оскільки α=173>1 то згідно п.7.16*[1]
- середні дотичні напруження в стінці.
Місцева стійкість стінки забезпечена.
4. Підбір перерізу нижньої частини колони
Приймаємо переріз нижньої частини колони наскрізним складеним із двох віток з’єднаних розкісною решіткою. Підкранову вітку колони приймаємо з прокатного (або зварного) двотавра а зовнішню – з двох кутиків з’єднаних листом (рис.3.3). Висота перерізу колони h1=1250мм встановлена під час компонування поперечної рами.
Визначаємо орієнтовно зусилля у вітках колони:
а) у підкрановій вітці
б) у зовнішній вітці
де попередньо приймаємо y1=у2=h12=12502=625мм=0625м.
Знаходимо орієнтовно необхідні площі перерізів віток:
а) підкранової вітки ;
б) зовнішньої вітки
де φ=08 – приймаємо орієнтовно на даному етапі розрахунку.
Виходячи з необхідності забезпечення стійкості колони з площини рами її ширина h повинна бути в межах
Для підкранової вітки приймаємо переріз зі зварного складеного двотавра висотою h=600 мм. Приймаємо стінку tw×hw=6×580 мм пояси з листів tf×bf=10×200 мм . Переріз зовнішньої вітки приймаємо з двох кутиків 110×7 з’єднаних листом t×b=8×520мм. Характеристики кутика: А=152см2; =176см4; z0=296см.
Геометричні характеристики перерізів віток колони:
а) підкранової вітки
A1=twhw+2 tfbf=06·58+2·10·200=748см2;
Визначаємо відстань від центра ваги перерізу зовнішньої вітки до краю зовнішнього листа:
Визначаємо положення центру ваги всього перерізу нижньої частини колони:
Визначаємо дійсні розрахункові зусилля стиску у вітках колони:
Перевіряємо стійкість віток колони. Відстань між вузлами решітки приймаємо .
а) в площині рами ; .
б) з площини рами ; .
Умова стійкості не виконується а тому для зменшення гнучкості необхідно зменшити вдвічі розрахункову довжину нижньої частини колони в поздовжньому напрямку за рахунок встановлення розпірок між колонами по всій довжині будівлі (розпірки Р3 на рис.1.5[4]). Тоді приймаючи
5. Перевірка стійкості нижньої частини колони
як єдиного наскрізного стержня в площині дії моменту
Визначаємо геометричні характеристики всього перерізу нижньої частини колони:
При розрахунку стійкості колони відносно вільної осі х-х необхідно обчислити приведену гнучкість колони ef яка залежить від перерізу розкосів з’єднувальної решітки тому спочатку підбираємо переріз елементів решітки. Розкоси решітки розраховують на більшу з поперечних сил: максимальну фактичну Q1max або умовну .
Q1max обчислюється в перерізі 1-1 колони (див. табл.3.1):
Оскільки остаточно приймаємо значення максимальної фактичної поперечної сили .
Умовну поперечну силу обчислюємо за емпіричною формулою де А – площа перерізу стержня см2; k – коефіцієнт який залежить від Ry і визначається за табл.3.2.
До визначення коефіцієнта k
При Ry=345 МПа за табл.3.2 k=0461.
Враховуючи що то решітку розраховуємо на .
Зусилля в розкосі решітки
де – кут нахилу розкосів до вітки.
Необхідна площа розкосу
де с=075 – коефіцієнт умов роботи для розкосів з одинарних кутиків які прикріплені однією полицею; =06 – орієнтовно на етапі визначення необхідної площі перерізу.
Приймаємо розкоси з кутиків 110×7 з площею перерізу та мінімальним радіусом інерції .
Розрахункова довжина розкосу
Коефіцієнт поздовжнього згину за табл.72[1] .
Перевіряємо напруження в розкосі за умовою стійкості центрально-стиснутих елементів
Приведена гнучкість стержня колони
Перевіряємо стійкість колони в площині дії моменту за формулою
Згідно п.5.27* [1] коефіцієнт для наскрізних стержнів з решітками визначається за табл. 75 [1] залежно від умовної приведеної гнучкості і відносного ексцентриситету .
де ексцентриситет визначається для тієї з двох комбінацій зусиль (для зовнішньої чи підкранової вітки) яка викликає найбільше зусилля стиску у вітках. Більше зусилля стиску виникає у зовнішній вітці а тому N=N1=11677 кН і М=М1=15121 кНм.
а – відстань від центральної осі перерізу х-х до осі найбільш стиснутої вітки але не менше відстані до осі стінки вітки. Якщо більш стиснутою є підкранова вітка то а=y1. Якщо більш стиснутою є зовнішня вітка то . Звідси
За таблицею 75 [1] .
Перевіряємо умову стійкості
Колона як цільний стержень є стійкою.
6. Розрахунок з’єднання верхньої частини
Приймаємо висоту траверси товщину траверси (рис. 3.4).
Приймаємо переріз вертикальних ребер траверси до яких кріпиться внутрішня полиця верхньої частини колони 10014 мм (їх сумарна площа повинна бути не меншою площі полиці верхньої частини колони).
Опорну плиту на яку встановлюється підкранова балка нижній пояс траверси та ребра які продовжують опорну плиту конструктивно приймаємо товщиною 20 мм без розрахунку.
7. Розрахунок бази колони
Зусилля стиску у вітках колони: ; .
Розрахунковий опір бетону класу В15 при місцевому зминанні:
де - розрахунковий опір бетону осьовому стиску (для бетону класу В10 – Rb=6 МПа для бетону В125 – Rb=75 МПа для бетону В15 – Rb=85 МПа);
- коефіцієнт який враховує збільшення міцності бетону при місцевому зминанні.
Визначаємо необхідну площу опорних плит :
для підкранової вітки
для зовнішньої вітки
Виходячи з необхідної площі і ширини віток призначаємо розміри опорних плит (рис. 3.5):
Оскільки база проектується роздільною тобто під кожну вітку окремо і враховуючи що окремі вітки працюють на центральний стиск то і бази віток розраховуються як в центрально-стиснутих колонах. Детальний розрахунок такої бази був виконаний в курсовій роботі а тому в проекті розміри елементів бази приймаємо конструктивно без повного розрахунку. Товщину опорних плит приймаємо конструктивно висоту траверс .
8. Розрахунок фундаментних болтів
Фундаментні болти розраховуються на спеціальну комбінацію зусиль (див. табл. 3.1):
Визначаємо сумарне зусилля у всіх фундаментних болтах які прикріплюють одну вітку колони і перешкоджають її відриву від фундаменту. Воно рівне найбільшому розтягуючому зусиллю у вітці колони (підкрановій вітці) при цьому осі болтів співпадають з осями віток (рис. 3.6).
Фундаментні болти приймаємо з сталі марки ВСт3кп2 з розрахунковим опором розтягу .
Обчислюємо необхідну площу перерізу фундаментних болтів:
За табл. 6.4.23 [2] приймаємо два болти з опорною шайбою діаметром з площею довжина анкерування болтів 1400 мм.
Розрахунок та конструювання ферми покриття
1 Збір навантажень і статичний розрахунок ферми
На ригель рами діють вертикальні постійне та снігове лінійні навантаження які обчислені в пунктах 2.1.1 і 2.1.2 [4]:
Зосереджені сили які прикладаються у вузлах ферми:
а) від постійного навантаження
б) від снігового навантаження
де м – довжина панелі верхнього поясу.
Схема постійного навантаження на ферму наведена на рис. 4.1а. Схеми снігового навантаження на лівій половині прольоту ферми на правій половині та на всьому прольоті наведені на рис. 4.1б 4.1в і 4.1г.
Опорні моменти в ригелі рами замінюємо парами сил H з плечем рівним висоті ферми на опорі h0=22м. Схеми навантаження ферми опорними моментами на лівій та правій опорах наведені відповідно на рис. 4.1д та 4.1е.
За вузлової передачі навантаження в стержнях ферми виникають осьові зусилля стиску або розтягу. Розрахункові зусилля в стержнях ферми від одиничних вузлових сил F=1 кН та одиничного від’ємного моменту М=-1 кНм наведені в табл. 4.1.
Зусилля в будь-якому стержні ферми від опорних моментів обчислюються за формулою
де М1 і М2 – величини відповідно лівого та правого опорних моментів в ригелі зі своїми знаками; S1 і S2 – зусилля відповідно в лівому та правому симетричних стержнях ферми від одиничного моменту.
Значення опорного моменту М1 беруть з табл.3.1 [5] розрахункових зусиль колони для її верхнього перерізу. При цьому вибравши найбільший момент М1 для лівої опори ригеля в перерізі 4-4 розрахункової схеми необхідно обчислити момент М2 для правої опори в перерізі 7-7 (табл.2.7 [4]) розрахункової схеми за тієї ж комбінації навантажень що й М1.
В перерізі 4-4 момент М1=-5848 кНм (табл. 3.1 [5]). Цей момент обчислений при комбінації навантажень 1+(2+4+7+10) де 1 2 4 7 і 10 – номери навантажень. В перерізі 7-7 (табл.2.7 [4]) момент М2 обчислюється від тих же навантажень а саме:
М2=-989+09(-2005-25-143+2583)=-62 кНм.
Зусилля від всіх схем навантажень зводять в табл.4.2 і сумуючи їх обчислюють розрахункові зусилля (найбільші по модулю). Якщо в стержні можливий і розтяг і стиск то необхідно обчислити розрахункове розтягуюче та стискаюче зусилля. Вплив опорних моментів враховується тільки в тому випадку якщо зусилля від опорних моментів довантажують стержні при цьому зусилля від снігового навантаження приймається з коефіцієнтом сполучення =09.
2 Підбір перерізів стержнів ферми
2.1. Загальні положення
Стержні ферми проектуються таврового перерізу з двох рівнобоких кутиків (рис.4.2 4.3) крім центрального стояка та стояків до яких прикріплюються вертикальні в’язі. Ці стержні проектуються хрестового перерізу (рис.4.4).
Стержні ферми з кутиків з’єднуються в вузлах за допомогою фасонок. Товщина фасонок tp призначається за табл.4.3 залежно від максимального зусилля в стержнях решітки ферми (в опорному розкосі) і приймається однаковою в усіх вузлах ферми.
За товщиною фасонки tp визначається відстань між гранями кутиків в перерізі що впливає на геометричні характеристики перерізу.
Підбір перерізів стержнів виконується відповідно до напруженого стану з врахуванням коефіцієнтів умов роботи γс (табл.6* [1]).
При виборі з сортаменту номерів кутиків необхідно керуватися наступними міркуваннями:
) з метою забезпечення найбільшої технологічності конструкції необхідно уніфікувати перерізи доводячи число профілів до 5 6 для ферм прольотом 24 і 30 м та до 7 8 для ферм прольотом 36 м;
Значення поздовжніх сил в стержнях ферми від
одиничних навантажень
На лівій половині ферми
На правій половині ферми
На всьому прольоті ферми
На лівій опорі ферми S1
На правій опорі ферми S2
) в вузлах стику поясів бажано змінювати профіль за рахунок зміни його ширини зберігаючи товщину однаковою. Це зручно для
конструктивного оформлення стику та пов’язано з розмірами зварних швів;
) при виборі кутиків стиснутих елементів необхідно використовувати такі у яких при однаковій площі перерізу полиці мають меншу товщину але більшу ширину а відповідно й більший радіус інерції;
) з умови забезпечення необхідної жорсткості стержня при транспортуванні та монтажі ширина полиці кутика не повинна бути меншою 50 мм;
) для зручності накладання зварних швів та для запобігання перепалювання елементів мінімальна товщина прокатних елементів рівна 5 мм.
Таким чином мінімальний розмір кутика для стержнів ферми – 50х5.
При розрахунках стержнів необхідно знати їх геометричні довжини (по осям). Оскільки висота ферм на опорі по координаційній осі (h0=22м) приймається по обушкам поясних кутиків то геометричні довжини стержнів решітки залежать від значень прив’язок кутиків верхнього поясу z0в.п. та нижнього поясу z0н.п. (рис.4.5). Ці значення прив’язок можна отримати лише після підбору перерізів поясних кутиків. Тому підбір перерізів стержнів ферми необхідно виконувати в наступній послідовності:
) прийняти товщину вузлових фасонок залежно від значення зусилля в опорному розкосі;
) виконати підбір перерізу кутиків верхнього поясу та виписати з сортаменту значення z0в.п. кратне 5 мм. Геометрична довжина стержнів верхнього поясу залежить лише від його нахилу (3015 м при нахилі 1:10);
) виконати підбір перерізу кутиків нижнього поясу та виписати з сортаменту значення z0н.п. кратне 5 мм. Геометрична довжина стержнів нижнього поясу рівна відстані між вузлами (6 м);
) викреслити геометричну схему ферми обчислити геометричні довжини всіх стержнів (з точністю до 1 мм) та проставити їх на схемі (рис.4.5);
) виконати підбір перерізів всіх стержнів решітки.
В курсовому проекті наводиться повна послідовність розрахунку верхнього та нижнього поясу а розрахунок стержнів решітки виконується в табличній формі.
Товщина вузлових фасонок
в стержні решітки кН
Товщина фасонки tp мм
2.2. Підбір перерізу верхнього поясу
Товщину вузлових фасонок ферми приймаємо за табл.4.3 залежно від максимального зусилля в стержнях решітки а саме N=4064 кН яке діє в опорному розкосі 9-10: tp = 12 мм.
Верхній пояс ферми проектуємо з одного типорозміру кутиків за максимальним зусиллям в усіх панелях поясу. Максимальне зусилля в поясі становить N=4548 кН в панелі 6-14 (табл. 4.2). Переріз поясу приймаємо з двох спарених рівнобоких кутиків зіставлених тавром (рис. 4.2).
Матеріал ферми – сталь марки 18СП що відповідає класу сталі С255 (за табл. 51б [1]). За табл. 51*[1] для сталі С255 при товщині 4 10 мм розрахунковий опір сталі розтягу стиску згину за межею текучості Ry =250 МПа (фасонний прокат).
За табл.6* [1] коефіцієнт умов роботи γс =095.
Розрахункові довжини стержнів верхнього поясу (за табл.11 [1]):
де l – геометрична довжина стержнів верхнього поясу (рис.4.5).
З досвіду проектування задаємося попередньо гнучкістю стержня . Для поясів і опорних розкосів рекомендується приймати попередньо а для елементів решітки .
Задаємося гнучкістю 0=70u=120. За табл.72 [1] при 0=70 і Ry=250 МПа - 0=0683.
Виходячи з умови стійкості центрально-стиснутих елементів
обчислюємо необхідну площу поперечного перерізу стержня:
Оскільки переріз стержня складається з двох кутиків то обчислюємо необхідну площу перерізу одного кутика:
Необхідний радіус інерції перерізу стержня відносно центральної осі х-х (в площині ферми):
Маючи значення та вибираємо з сортаменту рівнобоких кутиків [2] номер кутика з характеристиками близькими до необхідних та виписуємо фактичні геометричні характеристики перерізу: кутик 90×9 для якого A=156см2 ix=346см z0=255см.
Оскільки переріз складається з двох кутиків то обчислюємо фактичні значення площі перерізу та радіусів інерції складеного перерізу: A=2156=312см2 ix=346см2
Обчислюємо фактичні гнучкості стержня та максимальну з них:
За значеннями та Ry =250 МПа обчислюємо фактичне значення коефіцієнта поздовжнього згину φ (за табл.72 [1]): φ=0621.
Перевіряємо максимальну гнучкість стиснутого стержня яка повинна задовольняти умові:
де λu – гранична гнучкість що визначається за табл.19*[1]
α – коефіцієнт який відображає рівень розрахункових напружень і обчислюється за формулою але приймається остаточно не менше 05.
Виконуємо перевірку стійкості підібраного перерізу:
Визначаємо точність підбору перерізу за величиною недонапруження:
отже переріз підібраний економічно.
2.3. Підбір перерізу нижнього поясу
Нижній пояс ферми проектуємо з одного типорозміру кутиків за максимальним зусиллям в усіх панелях поясу. Максимальне зусилля в поясі становить N=4660 кН в панелі 1-13 (табл. 4.2). Переріз поясу приймаємо з двох спарених рівнобоких кутиків зіставлених тавром (рис. 4.3).
З умови міцності центрально-розтягнутих елементів
Маючи значення вибираємо з сортаменту рівнобоких кутиків [2] номер кутика з площею близькою до необхідної та виписуємо фактичні геометричні характеристики перерізу: кутик 75×7 для якого A=101см2 ix=289см z0=21см.
Оскільки переріз складається з двох кутиків то обчислюємо фактичні значення площі перерізу та радіусів інерції складеного перерізу: A=2101=202см2 ix=289см
Розрахункова довжина стержнів нижнього поясу в площині ферми (у вертикальній площині): де l – геометрична довжина стержнів нижнього поясу (рис.4.5).
Обчислюємо гнучкість стержня у вертикальній площині:
де λu – гранична гнучкість що визначається за табл.20*[1].
Виконуємо перевірку міцності підібраного перерізу:
2.4. Підбір перерізів стержнів решітки
Для розрахунків стержнів решітки необхідно знати їх геометричні довжини (по осям). Для цього викреслюємо геометричну схему півферми (рис.4.5) і проставляємо на ній обчислені нижче геометричні довжини стержнів решітки:
Послідовність розрахунку стиснутих та розтягнутих стержнів решітки така ж як верхнього та нижнього поясів. Перерізи стержнів решітки приймаються з двох спарених рівнобоких кутиків зіставлених тавром крім центрального стояка переріз якого приймається хрестовим (рис. 4.4).
Розрахунок виконується в табличній формі (табл.4.3). При виконанні розрахунків необхідно враховувати наступне:
- розрахункові довжини стержнів решітки в площині ферми lef
- коефіцієнти умов роботи γс приймаються за табл.6* [1].
3. Конструювання та розрахунок вузлів ферми
Вузли ферми поділяють на проміжні вузли стику поясів опорні та монтажні. Позначення вузлів ферми наведене на рис.4.6.
В пояснювальній записці наводиться детальний розрахунок одного проміжного вузла та обох опорних вузлів (верхнього та нижнього). нші проміжні вузли розраховуються в табличній формі з обов’язковим конструюванням яке наводиться в записці.
3.1. Конструювання та розрахунок проміжних
Розрахунок вузлів полягає в розміщенні підібраних стержнів відносно осей ферми; визначенні розмірів зварних швів які прикріплюють стержні у вузлах; призначенні розмірів вузлових фасонок. Конструювання супроводжується викреслюванням вузлів з одночасним розрахунком зварних швів.
Конструювання вузлів ферми виконується у певному порядку за загальними правилами.
Виконуємо конструювання вузла в наступній послідовності.
Викреслюються осі ферми які сходяться в центрі вузла (рис.4.7). При цьому зусилля що сходяться у вузлі врівноважуються без виникнення додаткових моментів.
На осі в прийнятому масштабі (як правило М1:10) наносяться контурні лінії стержнів так щоб осьові лінії збіглися з центром ваги перерізів. Відстані від осі до обушків кутиків z0 (“прив’язка”) приймається за сортаментом з округленням їх до значень кратних 5 мм. Якщо верхній або нижній пояс складаються з двох різних кутиків (тобто мають вузли стику) то їх прив’язка до осі здійснюється за середнім значенням z0.
Визначаються положення торців кутиків решітки. Відстань між найближчими точками поясного кутика і кутика решітки повинна бути
але не більшою 80 мм і не меншою 40 мм. Це робиться для зменшення зварювальних напружень. Таких же відстаней необхідно дотримуватися між сусідніми стержнями решітки у вузлі. На кресленні вузла на відстані а=52 мм від лінії пера поясного кутика проводиться тонка лінія паралельно верхньому поясу (рис.4.8). Торці кутиків стержнів решітки доводять до цієї лінії. Торці проводять як правило перпендикулярно до осі. Для досягнення більшої компактності вузла (тобто зменшення розмірів вузлових фасонок) в кутиках з полицями шириною більше 90 мм допускаються косі зрізи торців. При цьому слід мати на увазі що така операція в технологічному процесі збільшує трудомісткість виготовлення ферми а отже не завжди виправдана.
Після першого етапу конструювання вузла подальший розрахунок полягає у виборі матеріалів для зварювання розрахунку швів які прикріплюють стержні решітки до фасонки конструюванні фасонки розрахунку поясних швів.
Тип електроду для зварювання вибирається за табл.55*[1]. Для групи конструкцій 2 (табл. 50* [1]) кліматичного району 5 та класу сталі С255 попередньо призначаємо тип електроду Е42. Тоді за табл. 56 [1] розрахунковий опір кутових швів зрізу по металу шва рівний: Rwf =180 МПа. Для визначення розрахункового опору кутових швів зрізу по металу межі сплавлення Rwz попередньо визначається межа міцності Run з’єднуваних елементів. За табл. 51*[1] для сталі класу С255:
- значення Run фасонного прокату при товщині полиці кутиків tа= 4 10 мм - Run = 380 МПа;
- значення Run листового прокату при товщині фасонки tр=12мм - Run = 370 МПа.
Якщо значення межі міцності для фасонного та листового прокату різні то остаточно приймається менше з двох. Тоді:
Коефіцієнти глибини проплавлення швів f та z згідно табл. 34*[1] для ручного зварювання рівні: f = 07; z = 1.
Коефіцієнти умов роботи шва γwf та γwz згідно п. 11.2*[1] рівні:
то розрахунок кутових зварних швів виконується лише по металу шва за умовою міцності
Розраховуються шви які прикріплюють стержні решітки до фасонки на дію розрахункових зусиль в стержнях.
Кожний з двох кутиків стержня приварюється двома фланговими швами (біля обушка та біля пера) з виносом їх на торець на довжину 20 мм.
Оскільки кутик є асиметричним профілем то його прикріплення до фасонки повинно забезпечити співпадання рівнодіючої зусиль що передається двома швами з нейтральною віссю кутика. Виходячи з цього розрахункове зусилля в стержні N розподіляється між швами біля обушка і біля пера обернено пропорційно відстаням від цих швів до осі кутика.
Якщо в стержні з двох кутиків діє зусилля N то шов біля обушка одного кутика сприймає зусилля
де αc b – ширина полиці кутика прилеглої до фасонки; – відстань від центра ваги кутика до обушка;
Додатковим індексом “с” позначені характеристики які відносяться до шва біля обушка а індексом “t” – до шва біля пера.
Ці коефіцієнти практично залежить тільки від типу кутика та від того якою полицею (більшою чи меншою) він прилягає до фасонки тому вони мають сталі значення: для рівнобоких кутиків і ; для нерівнобоких кутиків з прилеглою до фасонки меншою полицею і ; для нерівнобоких кутиків з прилеглою до фасонки більшою полицею і .
Розрахунок приєднання стержнів решітки до фасонок виконується в наступній послідовності. Виходячи з умови міцності шва (по металу шва) визначається необхідна площа перерізу швів окремо для кожного стержня решітки що входять у вузол: біля обушка біля пера .
Площа перерізу виражена через параметри шва рівна
Знаючи площу та задаючись катетом шва (максимальним щоб отримати найменшу довжину шва а вузол в цілому найбільш компактним) визначають необхідну розрахункову довжину швів: біля обушка біля пера де (tm (ta – товщина полиці кутика).
kft max = ta – 4 мм.
Катети швів приймаються кратними 1 мм а розрахункові довжини швів – кратними 10 мм.
Перевіряються конструктивні вимоги до швів.
Стержень 9-10. Розрахункове зусилля в стержні N=4064кН. Переріз стержня - 2110×7. Товщина вузлової фасонки tp=12 мм.
Обчислюються теоретичні значення розмірів швів.
приймаємо остаточно (заокруглюємо до числа кратного 1 мм);
розрахункова довжина шва
приймаємо остаточно (заокруглюємо до числа кратного 1 см).
Перевіряються конструктивні вимоги до шва біля обушка.
Катет шва повинен бути в межах
де і - відповідно мінімальний і максимальний катети шва біля обушка.
Умова виконується. Якщо умова не виконується то необхідно відповідним чином скоректувати значення .
Розрахункова довжина шва повинна бути в межах
де та - відповідно мінімальне та максимальне значення розрахункової довжини шва.
Остаточне значення повинно бути одночасно не меншим двох значень обчислених за виразами наведеними вище.
розрахункова довжина шва
Перевіряються конструктивні вимоги до шва біля пера.
Отримані розрахунком значення розмірів швів заносяться в графи теоретичні значення” табл.4.5.
Стержень 10-11. Розрахункове зусилля в стержні N=2331кН. Переріз стержня - 256×5. Товщина вузлової фасонки tp=12 мм.
Далі продовжується почате раніше конструювання вузла (рис.4.8 4.9). Від торців кутиків стержнів решітки в прийнятому масштабі відкладаються розрахункові довжини швів і окреслюється контур фасонки. Форма фасонки повинна бути простою (прямокутник або трапеція) яка дозволяє виготовити її прямими різами ножиць з мінімальними відходами. Для плавної передачі зусиль від стержнів решітки на пояси бокові грані фасонок проводяться під кутом не менше 15О до осі стержня решітки. Верхній край фасонки випускають за межі обушка поясного кутика на 20 мм.
В результаті конструювання може виникнути ситуація коли довжина контакту деяких стержнів решітки з фасонкою біля пера або біля обушка перевищує розрахункову довжину шва. При виготовленні ферми зварювання завжди виконується на всю довжину контакту. А тому для цих стержнів виникає необхідність у перерахунку катету та довжини шва.
Для стержня 10-11 теоретична довжина шва біля пера а довжина контакту кутика з фасонкою біля пера при конструюванні вузла виявилась рівною 15см (знімається з креслення). Приймаючи довжину шва рівною довжині контакту перераховуємо катет шва:
Остаточно приймаємо .
Фактичні розміри швів після конструювання вузла заносяться в графи фактичні значення” табл.4.5. Фактична площа шва обчислюється як .
Форма верхнього краю фасонки залежить від наявності накладок у вузлах верхнього поясу. При товщині полиць кутиків верхнього поясу 10 мм та менше при кроці ферм 6 м і 14 мм та менше при кроці ферм 12 м верхній пояс в місцях опирання на нього несучих елементів покриття (наприклад ребер залізобетонних плит покриття) необхідно посилювати накладками. Накладка має товщину 14 мм довжину 240 мм (по 120 мм в кожну сторону від центру вузла) і приварюється до поясу поздовжніми швами. Фасонки в місцях постановки накладок не доводяться до кромки обушків поясних кутиків на 10 15 мм і не приварюються. Зазори між накладкою та виступами фасонки залишаються по 10 мм (рис.4.10).
Розраховуються зварні шви які прикріплюють поясні кутики до фасонки. Ці шви розраховуються на зусилля яке рівне рівнодіючій різниці зусиль в поясах та зосередженої сили F яка прикладається до верхнього пояса ферми. У вузлах нижнього поясу F=0.
Розрахункове зусилля у швах:
де N1 – зусилля в лівій від вузла панелі верхнього поясу тобто в стержні 3-9; N2 – зусилля в правій від вузла панелі верхнього поясу тобто в стержні 4-11; F – вузлова сила від постійного та снігового навантажень: .
Значення N1 N2 F та N заносяться в табл.4.6.
Обчислюються необхідні площі кутових швів:
Значення площ заносяться в табл.4.6.
Оскільки вузол на даному етапі розрахунку вже повністю за конструйований то розрахункова довжина швів знімається з креслення і приймається рівною довжині контакту фасонки з поясними кутиками біля обушка та біля пера за виключенням 10 мм на дефекти шва. Вузол має накладку тому шов який з’єднує кутики з фасонкою біля обушка складається з двох окремих ділянок довжиною та .
Визначаємо розрахункові довжини швів:
Значення розрахункових довжин заносяться в табл.4.6.
Обчислюються необхідні катети швів:
приймаємо остаточно більше з трьох значень
Значення катетів швів заносяться в табл.4.6.
На цьому розрахунок і конструювання проміжного вузла №1 закінчено. Остаточне його конструктивне рішення наведене на рис.4.11.
Як приклад на рис.4.12 показане конструктивне рішення вузла без накладки по верхньому поясу. В цьому випадку розрахункова довжина шва біля обушка поясного кутика рівна: де - довжина контакту кутика з фасонкою біля обушка (знімається з креслення).
нші проміжні вузли розраховуються в табличній формі (табл.4.6) з обов’язковим їх конструюванням. Конструктивні рішення вузлів №2 3 і 4 наведені на рис.4.13 4.14 4.15.
В кожному вузлі повинні бути проставлені розміри які дозволяють визначити габарити всіх деталей вузла:
- проставляються прив’язки торців стержнів решітки до центрів вузлів з таким розрахунком щоб чисті довжини кутиків мали розміри кратні 10 мм;
- проставляються розміри від центрів вузлів до країв фасонок. Ці розміри бажано мати також кратними 10 мм;
- проставляються розміри зварних швів;
- для кожного кутика проставляється його прив’язка до осі z0.
3.2. Розрахунок та конструювання опорних вузлів ферми
А. Верхній опорний вузол.
Розрахунок та конструювання вузла виконується одночасно.
Приймаємо болтове з’єднання ферми з колоною. В цьому випадку вузол складається з фасонки до якої приварений стержень верхнього поясу ферми та опорного фланця який приварений в торець фасонки і за допомогою болтів приєднується до внутрішнього поясу колони. Приймаємо з’єднання на чотирьох болтах які розміщуємо симетрично відносно центру фланця.
Розрахунок вузла виконується на дію найбільшого від’ємного опорного моменту в перерізі 4-4 рами який відриває фланець від колони. За табл.3.1 [5] цей момент рівний: . При цьому згинаючий момент замінюємо парою сил Н (рис. 4.12):
де – відстань між центрами верхнього та нижнього опорних вузлів на внутрішній грані колони; за рис.4.5 [6] .
Вузол проектується так щоб лінія дії сили Н проходила через середину фланця (центр опорного вузла). Це призводить до рівномірного навантаження всіх болтів і зварного шва який з’єднує фланець з фасонкою. Товщина опорного фланця конструктивно приймається tф=20 мм і в подальшому перевіряється на міцність.
Для конструювання фасонки опорного вузла розраховуються зварні шви які з’єднують верхній пояс з фасонкою на дію поздовжнього зусилля в крайній панелі поясу тобто в стержні 3-9 (див. рис.4.1а [6]). За табл.4.2. [6] N3-9=2766 кН. Стержень верхнього поясу складається з двох рівнобоких кутиків 290х9.
Розраховується зварний шов біля обушка:
катет шва приймається максимальним
приймається остаточно .
Розраховується зварний шов біля пера:
Далі виконується конструювання вузла в наступній послідовності (як правило в масштабі 1:10):
) вертикальними лініями зображуються контури колони. На внутрішній грані колони вибирається точка (центр опорного вузла) і з неї проводиться вісь верхнього поясу під кутом який відповідає прийнятому його нахилу. До проведеної осі прив’язується кутик верхнього поясу. Вертикальною лінією показується товщина опорного фланця tф=20 мм. Торець кутика проводиться перпендикулярно до осі при цьому відстань між найближчими точками кутика і фланця повинна бути не меншою 40 мм;
) від торця кутика відкладаються в масштабі розраховані вище довжини швів біля обушка та біля пера. Через їх кінці проводиться пряма лінія і виводиться за межі кутика біля обушка та біля пера на 10 20 мм. Ця пряма є правим краєм фасонки. Кожний шов виноситься на торець кутика на 20 мм;
) з нижньої точки правого краю фасонки під кутом не менше 15о до осі верхнього поясу проводиться лінія до перетину з внутрішньою гранню фланця. Горизонтальною лінією показується нижній край фланця. Відстань від центра опорного вузла який одночасно є серединою фланця по висоті до нижнього краю фланця остаточно приймається кратною 10 мм;
) визначається графічно верхній край фланця та колони виходячи з того що центр опорного вузла повинен ділити фланець по висоті на дві рівні частини. Проводиться верхній край фасонки тобто з’єднується верх фланця з верхньою точкою правого краю фасонки.
Висота фланця знімається з креслення: . Ширина фланця b призначається виходячи з вимог табл.39[1] до розміщення болтів. Болти попередньо приймаються діаметром 2 см. Відстані в болтовому з’єднанні повинні задовольняти наступним вимогам:
між центрами отворів в будь-якому напрямку
від центру отвору до краю елемента
де d1=22мм – діаметр отворів під болти класу точності В; t – менша з товщин з’єднуваних болтами елементів (або tf - товщина поясу двотавра верхньої частини колони або tф – товщина фланця); в даному випадку t=tf=15мм.
Наведені обчислені вище мінімальні та максимальні відстані в болтовому з’єднанні а також остаточно прийняті розміри. Ширину фланця b бажано остаточно приймати мінімально можливою і кратною 10 мм. Тому відстані від центрів отворів до країв фланця по горизонталі прийняті по 40 мм а відстань між центрами отворів по горизонталі враховуючи товщину вузлової фасонки tp=12мм наявність кутових зварних швів з кожного боку фасонки та зручність постановки болтів (розміри гайок вимагають певного вільного простору) прийнята 100 мм. Таким чином ширина фланця становить b=180 мм.
Оскільки кількість болтів (n=4 шт.) прийнята попередньо то необхідно перевірити їх достатню кількість за формулою:
де Nb – розрахункове зусилля яке може бути сприйняте одним болтом з умови його роботи на розтяг при відриві фланця від колони.
Міцність болтів повинна бути не меншою міцності елементів які вони з’єднують. А тому призначається необхідний клас міцності болтів.
Перше число в позначенні класу міцності болтів повинне бути не меншим ніж
друге число – не меншим ніж
де Run і Ryn – відповідно межа міцності та межа текучості більш міцної сталі (ферми або колони). Для сталі С375 за товщини листового прокату 10ммt≤20мм - Run=490 МПа Ryn=355 МПа.
Остаточно приймається клас міцності болтів 8.8. За табл.58*[1] розрахунковий опір болтів розтягу Rbt=400 МПа. Тоді
де Abn=245 см2 – площа перерізу болта нетто” за табл.62*[1].
Необхідна кількість болтів
Отже чотирьох болтів у з’єднанні достатньо.
Шви які прикріплюють фланець до фасонки мають розрахункову довжину яка визначається при конструюванні вузла (знімається з креслення):
Необхідний катет шва:
Приймаємо остаточно (за табл.38*[1] при товщині більш товстого зі з’єднуваних елементів tф=20 мм).
Перевіряємо розрахункову довжину:
Сила Н намагається відірвати фланець від колони і викликає його згин (рис. 4.21). Момент при згині фланця визначається як в защемленій балці прольотом а” рівним відстані між вертикальними рядами болтів:
Перевіряємо міцність фланця:
Міцність фланця забезпечена.
Б. Нижній опорний вузол.
Проектування вузла починається з його конструювання в масштабі (як правило 1:10).
Конструювання та одночасний розрахунок виконується в наступній послідовності.
Вертикальними лініями показуються контури колони. На внутрішній грані колони вибирається точка (центр опорного вузла) і з неї проводяться осі нижнього поясу (горизонтально) та опорного розкосу (під відповідним кутом). До проведених осей прив’язуються підібрані кутики нижнього поясу та опорного розкосу.
Вертикальною лінією показується товщина опорного фланця tф=20 мм. Визначаються положення торців кутиків. Торець кутиків нижнього поясу проводиться перпендикулярно до його осі при
цьому відстань між внутрішнім краєм фланця і торцем кутиків повинна бути не меншою 40 мм. Торець опорного розкосу проводиться також перпендикулярно до осі стержня при цьому відстань між найближчими точками кутиків нижнього поясу та опорного розкосу повинна бути
але не більшою 80 мм і не меншою 40 мм.
Для визначення контурів опорної фасонки розраховуються зварні шви які з’єднують опорний розкіс та нижній пояс з фасонкою.
Стержень 9-10. Розрахункове зусилля в стержні N9-10=4064кН. Переріз стержня - 2110×7. Товщина вузлової фасонки tp=12 мм.
Далі продовжується розпочате раніше конструювання вузла. Від торця розкосу відкладаються в масштабі розраховані довжини швів біля обушка та біля пера. Кожний шов виноситься на торець кутика на 20 мм.
Через крайню точку шва біля обушка проводиться горизонтальна лінія (верхній край фасонки та фланця) а через крайню точку шва біля пера – вертикальна лінія (правий край фасонки) яка виводиться за межі обушка нижнього поясу на 10 20 мм. Таким чином довжина контакту фасонки з кутиком нижнього поясу (а отже і довжина зварного шва оскільки шов накладається по всій довжині контакту) визначилась графічно при конструюванні вузла.
Стержень 1-10. Розрахункове зусилля в стержні N1-10=2719кН. Переріз стержня - 275×7. Товщина вузлової фасонки tp=12 мм.
розрахункова довжина шва знімається з креслення
перевіряємо розрахункову довжину
Розраховані шви позначаються на кресленні і виносяться на торець кутиків на 20 мм.
Проводиться лінія нижнього краю фасонки під кутом не менше 15о до осі нижнього поясу при цьому довжина контакту фасонки з фланцем (висота лівого краю фасонки) остаточно приймається кратною 10 мм ( при куті 1597о). Нижній торець фланця для чіткості опирання ферми опускається нижче примикання фасонки на 20 мм. Далі остаточно показуються необхідні шви та розміщення болтів. В даному вузлі приймають як правило 6 болтів в два вертикальні ряди. При значній висоті фланця кількість болтів може бути більшою. Вимоги до їх розміщення такі ж як у верхньому опорному вузлі. Ширина фланця за аналогією з верхнім опорним вузлом висота фланця за результатами конструювання вузла .
Прийняті попередньо розміри перерізу фланця ( та ) повинні відповідати конструктивним вимогам та забезпечувати місцеву стійкість фланця:
Остаточні розміри поперечного перерізу фланця повинні забезпечувати умову міцності на зминання торцевої поверхні оскільки торець фланця передає опорну реакцію ригеля:
де V – опорна реакція ригеля як вільно лежачої балкової конструкції від дії постійного та снігового навантажень
Vp та Vs – опорні реакції ригеля відповідно від постійного та снігового навантажень
Fq та Fs – зосереджені вузлові сили відповідно від постійного та снігового навантажень які прикладені до ферми покриття ([6]);
Aф – площа поперечного перерізу фланця
Rp=445 МПа – розрахунковий опір сталі зминанню торцевої поверхні за табл.52*[1] при Run=490 МПа для сталі С375 за товщини листового прокату t=tф=20 мм.
Умова міцності виконується. Якщо дана умова не виконується
то необхідно скоректувати розміри фланця і повторити розрахунок.
Якщо в опорному вузлі можлива дія сили Ht яка викликає відрив фланця від колони то він розраховується на згин як пластина защемлена в місцях розміщення болтів. Значення сили Ht визначається як
де +Mmax – максимальний додатній згинаючий момент в перерізі 4-4 рами. За табл.3.1 [5] +Mmax=1442 кНм.
Розрахунок полягає в перевірці товщини фланця:
де a=100 мм – відстань між вертикальними рядами болтів; h=410 мм – висота опорного фланця.
Якщо дана умова не виконується то необхідно збільшити товщину фланця.
При відсутності додатного моменту в перерізі 4-4 рами розрахунок фланця на згин не виконується.
Далі необхідно розрахувати зварні шви які з’єднують фасонку з опорним фланцем. Вони працюють в складному напруженому стані
під дією вертикальної опорної реакції ферми V=25056 кН та стискаючої сили від рамних зусиль H=26522 кН яка прикладена з ексцентриситетом е=84 мм відносно середини шва оскільки діє вздовж осі нижнього поясу. Розрахункова довжина кожного з двох швів (з кожного боку фасонки) отримана при конструюванні вузла і рівна:
де lp=39 см – конструктивна довжина шва рівна довжині контакту фасонки з опорним фланцем.
Подальша задача розрахунку полягає в обчисленні необхідного катету шва з умови міцності за рівнодіючим напруженням. Рівнодіюче напруження в найбільш напруженій точці шва А (крайня точка шва):
а також те що зусилля сприймаються двома швами отримаємо:
Звідси необхідний катет шва:
Приймаємо остаточно (за табл.38*[1]).
Перевіряємо розрахункову довжину шва:
Розрахунок опорного столика необхідного для опирання ферми та сприйняття вертикальної опорної реакції V полягає у визначенні довжини ширини та товщини столика.
Товщина опорного столика tст призначається конструктивно 30 40 мм дотримуючись в загальному випадку умови: . Остаточно приймається .
Ширина столика bст приймається на 15 20 мм більшою ширини фланця в кожну сторону:
Довжина столика lст призначається з умови розміщення зварних швів які з’єднують столик з колоною. Конструктивно приймається з’єднання столика двома фланговими швами з виносом на торець на 20 мм. Приймаючи катет шва (за табл.38*[1] при товщині більш товстого зі з’єднуваних елементів ) визначається довжина столика яка рівна розрахунковій довжині шва:
В даній формулі враховуючи можливе нерівномірне розподілення зусиль між двома швами опорна реакція ригеля V приймається з коефіцієнтом 15.
Остаточно приймається .
Кінцеве конструктивне рішення вузла наведене на рис.4.25.
Опорний фланець кріпиться до полиць колони болтами. За наявності в перерізі 4-4 рами додатного згинаючого моменту болти розраховуються на розтягуючи зусилля Ht яке в свою чергу викликає у вузлі згинаючий момент внаслідок неспівпадання центра ваги болтового з’єднання з віссю нижнього поясу ферми. Несуча здатність болтового з’єднання в цьому випадку перевіряється за формулою:
де z=210 мм – відстань від лінії дії сили Ht (осі нижнього поясу) до найбільш віддаленого болта по вертикалі; y1=270 мм – відстань між крайніми болтами по вертикалі; yi2 – сума квадратів відстаней між крайнім рядом болтів найбільш віддаленим від центру вузла з наступними рядами (по вертикалі):
Abn=245 см2 – площа поперечного перерізу болта нетто” діаметром 20 мм за табл.62*[1]; Rbt=200 МПа – розрахунковий опір болтів розтягу за табл.58*[1] для класу міцності 5.8 (встановлений вище).
Умова міцності виконується.
Якщо у вузлі відсутня сила яка відриває фланець від колони (тобто якщо в перерізі 4-4 рами діють лише від’ємні згинаючі моменти і сила Ht відсутня) то опорний фланець кріпиться до колони болтами діаметр яких призначається конструктивно d=20мм. Несуча здатність болтового з’єднання в цьому випадку не перевіряється.
Для забезпечення стійкості стінки колони в місцях прикладання сили Н встановлюються парні поперечні ребра жорсткості осі яких суміщаються з центрами опорних вузлів ферми.

вихідні дані.doc

Довжина будівлі [pic] 108
Проліт будівлі [pic] 240
Відмітка головки кранової рейки [pic] 178
Проліт мостового крана [pic] 220
Вантажопідйомність мостового крана [pic] 305
Поздовжній крок колон будівлі [pic] 12
Зазор між верхньою точкою крана і низом [pic] 045
Розрахункове граничне постійне навантаження [pic][pic] 1
Вага снігового покриву [pic] 15
Швидкісний напір вітру [pic] 04
Висота підкранової балки з рейкою [pic] 16
Коефіцієнт просторової жорсткості [pic] 045
Співвідношення моментів інерції перерізів [pic] 011
верхньої і нижньої частин колони
Співвідношення моментів інерції перерізів [pic] 60
ригеля і нижньої частини колони
Вага погонного метра верхньої частини колони [pic] 250
Вага погонного метра нижньої частини колони [pic] 250
Вага погонного метра підкранової балки [pic] 53
Матеріал колони Сталь марки 18СП
Матеріал ферми Сталь марки 14Г2
Матеріал фундаменту Бетон класу В 10
Режим роботи мостового крана середній
Відмітка низу опорної плити бази колони [pic] -10