Проектирование в стадии КМ промышленного здания длиной в один температурный блок

Промышленное здание.docx

Министерство образования Российской Федерации
Федеральное государственное бюджетное образовательное учреждение высшего образования «Нижегородский государственный архитектурно-строительный университет»
Кафедра металлических конструкций
ПОЯСНИТЕЛЬНАЯ ЗАПИСКА
К курсовому проекту
на тему: «Проектирование в стадии КМ промышленного здания длиной в один температурный блок»
ПреподавательИванова О. Б.
Задание на курсовую работу и исходные данные3
Компоновка каркаса.4
Статистический расчёт поперечной рамы цеха12
Расчётные сочетания усилий19
Конструктивный расчет колонны22
2 Определение расчётных длин колонн22
3 Подбор сечения верхней части колонны23
4 Подбор сечения нижней части колонны25
5 Расчёт и конструирование узла сопряжения верхней и нижней частей колонны30
6 Расчёт и конструирование базы колонны34
7 Расчет анкерных болтов39
Задание на курсовую работу и исходные данные
Запроектировать несущие конструкции стального каркаса одноэтажного промышленного здания при следующих исходных данных:
здание однопролетное без фонаря отапливаемое;
класс ответственности 2-й;
кровля легкая по прогонам;
стеновое ограждение самонесущее;
крановое оборудование – мостовой электрический кран по ГОСТ 6711-81 грузоподъемностью 30 т;
режим работы мостовых кранов – 4К-6К;
пролет здания –30 м;
длина здания – 144 м;
отметка головки рельса – 1465 м;
высота до низа конструкции H=18 м;
класс бетона B125 (;
монтаж производится на болтах и сварке.
Габаритная высота мостового крана по ГОСТ 6711-81 Hc=3150 мм.
HВ≥HC+100+f=3150+100+400=3650 мм
f=400мм - зазор учитывающий прогиб конструкций покрытия;
0 мм - конструктивный зазор;
H0 = Hт+ Hв=14650+3650=18300 мм принимаем H0 =18300 мм.
Длина верхней части колонны (от уступа до низа ригеля):
H2=hcв+20 мм+hra+HB=(11012000+20)+3650+130=5000 мм
hcв=(17 110)Bfr(при шаге ферм 12 м).
hra =120 мм - высота рельса КР-70 принимается по ГОСТ.
При заглублении базы на 1000 мм ниже отметки чистого пола:
H1= H0-H2+1000=18300+1000-5000= 14300 мм
Не полная высота колонны:
H= H1+ H2=14300+5000=19300 мм
Htot=H+Hrt= 19300+ 3150= 22450 мм
Hrt=3150 мм - высота фермы на опоре (в обушках уголков)
Для обеспечения поперечной жесткости каркаса высота поперечного сечения колонн ориентировочно должна быть:
h2 ≥ * H2 = 365012 = 304 мм;
h1 ≥ * H = 1930020 =965 мм;
Принимаем: h2 = 500 мм; привязка b0 = 250 мм.
Расстояние от разбивочной оси ряда колонн до оси подкрановой балки должно удовлетворять условию:
λ1 ≥ B1+c+(h2-b0) = 300+75+(500-250) = 625 мм
где - вылет концевой балки за пределы оси рельса;
- конструктивный зазор между торцом мостового крана и внутренней плоскостью колонны.
Рисунок 1.1 Компановка поперечной рамы
Нагрузка от веса покрытия включает в себя нагрузку от веса кровли профилированного настила и прогонов а также от веса конструкции шатра.
Для удобства расчетов сведем все нагрузки в таблицу 4.1.
Таблица 2.1 – Определение постоянной нагрузки на ригель
Нормативная нагрузка gan кНм2
Гидроизоляция 2 слоя изопласта ЭКП 5.0
Утеплитель плитный полужёсткий – «Knauf» толщина t=100; γ=11 кгм3
Профнастил Н75-750-08
Сплошные прогоны l=12 м ][№35Б2 по ГОСТ 26020-83
Вес конструкции шатра (фермы связи )
Всего: gan = 0939 ga =1018
Расчётная нагрузка от собственного веса покрытия на 1 пог. м. ригеля
qа = g Bfr =1.0181210 = 1222 кНм
γn=10 – коэффициент надежности по ответственности.
Постоянная нагрузка на колонны
Расчетная нагрузка от собственного веса покрытия на колонны рамы
G1g= 05qa L = 05122230= 1833 кН.
Расчётную нагрузку от веса стенового заполнения не учитываем т.к. по заданию приняты самонесущие стены передающие свой вес на фундаментные балки.
Расчетный вес колонны:
Верхняя часть (20%):
F1=GB=101.05 02 12 302 0.45= 1701 кН
F2=Gн=101.05 0.8 12 302 0.45= 6804 кН
45 кНм2 – примерный расход стали на колонны производственного здания при грузоподъемности мостового крана 30 тс
(1212) м2 –грузовая площадь приходящаяся на колонну
γf =1.05 - коэффициент перехода от нормативного значения к расчетному
Sgn=18 кНм2- расчетное значение веса снегового покрова на 1м2.
Нормативное значение снеговой нагрузки:
Sо= 07Sgсect=0718111=126 кНм2
Sgp = Sо 1.4 = 126 14 = 1726 кПа
Коэффициент перехода от веса снегового покрова на уровне земли к снеговой нагрузке на покрытие =1
сe=10 коэффициент учитывающий снос снега с покрытий зданий [2]
ct= 1 –термический коэффициент
Линейная расчетная нагрузка на ригель рамы:
qs=1 Sgp = 1726 12 = 1512 кНм
Расчетная нагрузка на колонну рамы от снега:
Fs=05qsL=0.5151230= 2268 кН.
Расчетное значение ветровой нагрузки w следует определять по формуле:
где wm- нормативное значение средней составляющей ветровой нагрузки на высоте z над поверхностью земли;
wm -значение пульсационной составляющей ветровой нагрузки на высоте z.
Нормативное значение средней составляющей ветровой нагрузки wm на высоте z над поверхностью земли следует определять по формуле
где 0 = 023— нормативное значение ветрового давления для I ветрового района (табл. 11.1.4 [2]);
k(ze) - коэффициент учитывающий изменение ветрового давления для высоты ze(см. 11.1.5 и 11.1.6 [2]);
Поправочные коэффициенты учитывающие изменение ветрового давления по высоте для типа местности «В» составят:
Примечание: Высота Z принимается от поверхности земли.
с - аэродинамический коэффициент (см. п. 11.1.7 [2]).
Аэродинамические коэффициенты выбираются по таблице Д.2 приложения Д.1.2[2] (напор отсос):
с наветренной стороны:
Нормативное значение пульсационной составляющей ветровой нагрузки wp на эквивалентной высоте ze следует определять следующим образом:
где z(ze) - коэффициент пульсации давления ветра принимаемый по таблице 11.4[2] или формуле (11.6[2]) для эквивалентной высоты ze(см. 11.1.5 [2]);
Коэффициент пульсации давления ветра
v=058 – коэффициент пространственной корреляции пульсации давления ветра принимаемый по табл. 11.6 и прил. Д1 [2] при ρ=b=144м и =h=1995 м
Коэффициент надежности по ветровой нагрузке (п. 11.1.12 [2]).
Расчётная линейная ветровая нагрузка на колонну рамы определяется по формуле:
Расчетная равномерно распределенная эквивалентная нагрузка на колонну с наветренной стороны:
Сосредоточенные силы от ветровой нагрузки в уровне низа ригеля:
Рисунок 2.1 – Схема приложения постоянных и временных нагрузок
Нагрузка от мостовых кранов
Нормативное давление колеса крана на рельс:
GCB = 60 кН – собственный вес подкрановой балки (табл. 12.1 [4]. Принят из расчёта 35 кгм2 здания);
- полезная нормативная нагрузка на тормозной площадке;
- ширина тормозной площадки для h1=1000 мм;
yi - ординаты линии влияния по рисунку 42.
Рисунок 2.2 -К определению нагрузки от мостовых кранов
Минимальное нормативное давление колеса крана:
где GC = 402 кН – масса крана с тележкой;
Q=30 т – грузоподъемность крана;
Подставляя числовые значения в формулу получим:
Сосредоточенные моменты от вертикальных сил давления колеса крана Dmax и Dmin:
Расчетное усилие поперечного торможения на колонну:
Gct =85 кН – вес тележки.
Условно считаем что сила Т приложена в уровне уступа колонны.
Рисунок 2.3 -Схема приложения крановых нагрузок
Таблица 2.2 - Сводная таблица нагрузок
От собственного веса покрытия:
Расчетный вес колонн с учетом поверностной массы стен и остекления:
Верхняя часть колонны
Нижняя часть колонны
Вертикальное давление кранов
Нагрузочные крановые моменты
Поперчное торможение кранов
Равномерное распределение давление ветра на стойки
Сосредоточенное давление ветра на шатёр
Статистический расчёт поперечной рамы цеха
На основании принятой конструктивной схемы и компоновки рамы устанавливаем её расчётные схемы. Расчёт рам выполним методом перемещений. Назначим соотношения жесткостей элементов рамы.
Отношение момента инерции верхней части колонны к нижней
Здесь М=0125(g+gs)L2=0125(1222+1512)302= 307575 кнм.
Таким образом в расчётных схемах принимаем конечную жесткость ригеля при определении усилий от нагрузок приложенных к ригелю и бесконечную жёсткость ригеля при определении усилий в раме от нагрузок приложенных к стойкам.
Расчёт на нагрузки от собственного веса покрытия
Вычисляем параметры:
e = (h1-h2)2= (10-05)2=025 м
Mc=(G1g+F1)e=(1833+17.01)025=5008 Кнм - получим изгибающие моменты по формулам:
M4=Mgk4+Mcm4=1757(-08163)+ 500801669=13506 Кнм
M3=Mgk2+Mcm2=1757(-03010)+ 5008(-02897)= 6739 Кнм
M2=Mgk2+Mc(1+m2)= 1757(-03010)+ 5008(1-02897)= 1731 Кнм
M1=Mgk1+Mcm1=175708016+5008(-02778)= 12692 Кнм.
N1=-23129-6804= -29933 кН
N2= N3=-21428-1701= -23129 кН
коэффициенты k1÷k4 найдены по таблице 3.1 методических указаний[3]
коэффициенты m1÷m4 – по таблице 3.2 методических указаний[3].
Рисунок 3.1 - Эпюры моментов поперечных и нормальных сил от собственного веса покрытия
Расчёт на нагрузки снега
Изгибающие моменты получим по формулам
Mc=FSe=2268025=567 кНм.
M4=Mgk4+Mcm4=2174 (-08163)+ 567 01669=-168 Кнм
M3=Mgk2+Mcm2=2174 (-0.3010)+ 567 (-02897)=-8186 Кнм
M2=Mgk2+Mc(1+m2)= 2174 (1-03010)+ 567 (1-02897)=1923 Кнм
M1=Mgk1+Mcm1=2174 08016+567 (-02775)=15853 Кнм.
Нормальные силы N1= 31752 Кн.
Рисунок 3.2 - Эпюры моментов поперечных и нормальных сил от снеговой нагрузки
Расчёт на крановые моменты тележка слева
Коэффициент пространственной жесткости каркаса α=a·γ
где: а= 0237 при числе рам в блоке 13;
γ= 084- коэффициент условий работы пространственного блока;
=2·n0(yi)=2·2294= 136
Тогда: α=0237 ·12084=0384.
Изгибающие моменты в левой стойке:
M4=-m4Mmax+ΔMk4α=-0166946213+(31787)(0.2053)0384=-4617 Кнм
M3=-m2Mmax+ΔMk2α=0289746213+31787 (-002520384)=13208 Кнм
M2=-(1+m2)Mmax+ΔMk2α=-(1-02897) 46213+31787 (-002520384)=-33005Кнм
M1=-m1Mmax+ΔMk1α=0277546213+31787 (-0.5272) 0384=9233 Кнм
Поперечные силы в левой стойке:
Изгибающие моменты в правой стойке:
M4=-m4Mmin-ΔMk4α=-0166914426+31787 (0.2053) 0384=-4768 Кнм
M3=-m2Mmin-ΔMk2α=0289714426+31787 (-002520384)=4293 Кнм
M2=-(1+m2)Mmin-ΔMk2α=-(1-02897) 14426+31787 (-002520384)= -10133 Кнм
M1=-m1Mmin-ΔMk1α=0277514426+31787 (-0.5272) 0384=11502 Кнм
Поперечные силы в правой стойке
в левой стойке N1=-Dmax=-92426 кН
в правой стойке N1=-Dmin=-28852 кН.
Рисунок 3.3 - Эпюры моментов поперечных и нормальных сил от крановой нагрузки
Расчёт на силу поперечного торможения приложенную к левой стойке.
Принимаем точку приложения силы Т на уровне уступа колонны. Тогда изгибающие моменты в левой стойке:
M4=(t4+k4α)TH=(-01000+009160384)2841174= -3020 кНм
M2=(t2+k2α)TH=(01049-001010 384)2841174= 4780 кНм
M1=(t1+k1α)TH=(-01292-023460 384)2841174=-9807 кНм.
Изгибающие моменты в правой стойке
M4=-k4αTH=(-009160 384)2841174= -1742 кНм
M2=-k2αTH=(001010 384)2841174=087 кНм
M1=-k1αTH=(023460 384)2841174= 4489 кНм.
Проверка Q1-Q3=T Q1-Q3=1254-(-1602)=2856 Кн T=2841 Кн
Поперечная сила в правой стойке:
Рисунок 3.4 - Эпюры моментов и поперечных сил от поперечного торможения крана
Расчёт на ветровую нагрузку ветер слева
Усилия в левой стойке равны:
M4=k4qacH2+m4W0H=0054035951932+014012009193= 12663 кНм
M2=k2qacH2+m2W0H=0021935951932+(-00181) 2009193= 223 кНм
M1=k1qacH2+m1W0H=(-03904) 35951932+(-03603) 2009193=-66248 кНм
усилия в правой стойке:
M4=k4qapcH2-m4W0H=-009022251932-014012009193=-12991 кНм
M2=k2qapcH2-m2W0H=-001832251932-(-00181) 2009193=-832 кНм
M1=k1qapcH2-m1W0H=048282251932-(-03603) 2009193=54434 кНм
Проверка правильности эпюр:
Q1Л+Q1П=(qae+qpe)H+W0. Q1Л+Q1П=4268+3606=7874 кН
(qac+qpc)H+W0=(3595+225) 193+2009=1329 кН.
При ветре справа эпюры всех усилий в стойках будут зеркальны эпюрам усилий от ветра слева. Поэтому их можно найти без дополнительного расчёта.
Рисунок 3.5 - Эпюры моментов и нормальных сил от ветровой нагрузки
Расчётные сочетания усилий
Полученные в результате статического расчёта усилия в раме запишем по сечениям в сводную таблицу. Так как рама проектируется с симметричными стойками то соберём усилия на одну стойку. При этом будем учитывать что сила поперечного торможения может быть приложена к любой из стоек вправо или влево.
Для расчета анкерных болтов необходимо найти расчетное сочетание Мmax при наименьшем значении нормальной силы Nmin. При этом значение усилия от постоянных нагрузок необходимо умножить на коэффициент
Из таблицы выберем наиболее неблагоприятное расчётное сочетание усилий.
Коэффициент сочетаний
Верхняя часть стойки
Собственный вес покрытия
Давление кранов тележка слева
Давление кранов тележка справа
Поперечное торможение на левой стойке
Поперечное торможение на правой стойке
Таблица 4.1 -Сводная таблица усилий в левой стойке
Таблица 4.2 - Основные расчётные сочетания усилий в левой стойке
Конструктивный расчет колонны
Требуется подобрать сечение сплошной верхней и сквозной нижней частей колонны однопролётного производственного здания (ригель имеет жёсткое сопряжение с колонной). Расчётные усилия указаны в табл. 3:
для верхней части колонны в узле (В)М= -30306 кНм N=531.8 кН.
для нижней части колонны N1= -12236 кН; М1= 31732 кНм(изгибающий момент догружает шатровую ветвь); N2=-23129 кН; М2= -29956 кНм (изгибающий момент догружает подкрановую ветвь); Qmax= -542 кН.
Соотношение жёсткостей верхней и нижней частей колонны материал колонны – сталь марки С 245Ry =240 МПа при t=2 20 мм.
2. Определение расчётных длин колонн
Определение расчетных длин колонны. (Приложение 6 [1])
Расчетные длины колонны в плоскости рамы:
для нижней части колонны м
Коэффициент находится по приложению И4 [1] т.к. в однопролетной раме с жестким сопряжением ригеля с колонной верхний конец колонны закреплен только от поворота
Расчетные длины колонны из плоскости рамы для нижней и верхней частей колонны равны соответственно:14.3 м; 50-15 = 35 м.
3. Подбор сечения верхней части колонны
Сечение верхней части колонны принимаем в виде сварного двутавра высотой h2= 450 мм.
Определим требуемую площадь сечения.
Компонуем сечение с учетом ограничений условиями местной устойчивости.
ex=MN=53556531.8=1007 cм
Относительный эксцентриситет mx=exρ=100.715.75 = 639
ρ =035h2=0.3545=1575cм – ядровое расстояние
На этапе компоновки используем условие предельного отношения расчетной высоты стенки к ее толщине:
Принимаем tf=14 мм h=45-214=422 cм
Рисунок 5.1 – Поперечное сечение надкрановой части колонны
Принимаем bf=30 см; tf=12 см; =08 см; h=426 cм;
А=34142+42210=1374 см2
m=MxNρx=5355653181666=418 см
= lefy2iy=337817 = 4627
= lefx2ix=125421936 = 6478
=0163 (прил. Д.3 [1])
Проверка из плоскости действия момента согласно п. 9.2.8 [1]
где: по табл. Д.1 [1]
Проверка местной устойчивости стенки
Условие устойчивости стенки:
Наибольшее сжимающее напряжение у расчетной границы стенки
Наибольшее напряжение у противоположной кромки
5 согласно Примечанию 2 табл 22[1] то
Устойчивость стенки балки обеспечена.
4. Подбор сечения нижней части колонны
Сечение нижней части колонны сквозное состоящее из двух ветвей соединенных решеткой. Высота сечения =10м = 100см. Подкрановую ветвь колонны принимаем из широкополочного двутавра а шатровую ветвь - составного сечения из трех листов.
Действующие на ветви колонн усилия составляют:
в подкрановой ветви M=-29956 кНм N=-23129 кН
в шатровой ветви M=31732 кНм N=-12236 кН
Расчетная длина нижней части колонны в плоскости действия моментов lefx1=2571 м из плоскости lefу1=143 м.
Ветви между собой соединены решеткой из одиночных уголков располагаемых под углом 45º к горизонтали (раскосами) в сочетании со стойками.
Поскольку проектируемое сечение не симметрично то задаемся:
y2 – расстояние от центра тяжести всего сечения до наиболее нагруженной (шатровой) ветви
Максимальные усилия:
в шатровой ветви Nв2=(12236040)10+(3173210)=80676 кН
в подкрановой ветви Nв1=(23129060)10+(29956 10)=43833 кН
Расчет подкрановой ветви
Назначаем двутавр № 50Ш1 по ГОСТ 26020-83 со следующими геометрическими характеристиками:
h=484 мм Aв1=1457 см2 Jx=60930 см4 Wx=2518 см3 ix=2045 смIy=6762 см4 iy=681 смtf=15ммtw=11 ммbf=300 мм
чему соответствует (Прил. Д1 [1] сеч типа b)
Проверка устойчивости ветви (сталь С245 по ГОСТ 27772-88 при).
Гибкость ветви в плоскости действия момента при расстоянии между узлами решетки (по оси y1- y1):
Расчет шатровой ветви
Ориентировочная площадь сечения ветви при средних значениях φ=075:
Для удобства прикрепления элементов решетки просвет между внутренними гранями полок принимаем равными расстоянию между внутренними гранями полок двутавра подкрановой ветви т.е.454 мм. Толщину стенки швеллера для удобства ее соединения встык с полкой надкрановой части колонны принимаем равной tw = 14 мм. Высота стенки швеллера из удобства размещения сварных швов будет bf2=550 мм (с учетом размеров проката).
Требуемая площадь полок будет:
Из условия местной устойчивости полки швеллера:
Поэтому принимаем: bf = 250 мм;tf = 14 мм
Геометрические характеристики ветви:
=1455+22514=147 см2;
Уточняем положение центра тяжести колонны
Отличие от первоначально принятых размеров значительно поэтому усилия в ветвях пересчитываем:
в шатровой ветви Nв2=(122360467)10+(3173210)=88874 кН
в подкрановой ветви Nв1=(231290463)10+(2995610)=40664 кН
Проверка устойчивости ветвей из плоскости рамы (относительно оси у-у)
Гибкость шатровой ветви в плоскости действия момента при расстоянии между узлами решетки lв2=1000 мм
Расчет решетки подкрановой части колонны.
Поперечная сила в сечении колонны = 489 кН
Фиктивная поперечная сила п.7.2.7.[1]
В связи с этим решётку рассчитываем на большую поперечную силу
Усилие сжатия в раскосе:
Задаёмся = 100 0567 (прил. Д1);
где = 075 (сжатый уголок прикрепляемый одной полкой).
Принимаем 63х5 :613 см2; =125 см; =194 см
Проверка устойчивости колонны в плоскости действия момента как единого стержня
Геометрические характеристики всего сечения:
574672+1474632 =632878 см4;
Приведённая гибкость:
Для комбинации усилий догружающих наружную ветвь =-12236 кН;
Для комбинации усилий догружающих подкрановую ветвь = 8623кН;
Устойчивость обеспечена.
Устойчивость сквозной колонны как единого стержня из плоскости действия момента проверять не нужно так как он обеспечена проверкой устойчивости отдельных ветвей.
Рисунок 5.2 – Поперечное сечение подкрановой части колонны
5. Расчёт и конструирование узла сопряжения верхней и нижней частей колонны
Расчетные комбинации усилий в сечении над уступом:
) = 11249 кНм; = -23129 кН;
) = -14925 кНм; = 8623 кН;
Давление кранов = 92426 кН.
Прочность стыкового шва (Ш1) проверяем в крайних точках сечения надкрановой части. Площадь шва равна площади сечения колонны. Принимаем полуавтоматическую сварку сварочной проволокой СВ-08Г2С ГОСТ 2246*-70 в углекислом газе по ГОСТ 8050-85. Расчетное сопротивление сварного соединения
Первая комбинация и :
Вторая комбинация и :
Здесь —расчётное сопротивление стыкового шва по пределу текучести.
Прочность шва обеспечена с большим запасом.
Толщину стенки траверсы определяем из условия её смятия
Расчетное сопротивление смятию торцевой поверхности
-нормативное временное сопротивление для листовой стали
-коэффициент надежности по материалу
Усилие во внутренней полке верхней части колонны (вторая комбинация):
Применяем полуавтоматическую сварку в нижнем положении в среде углекислого газа сварочной проволокой СВ08А;
=18 кНсм2;= 09; = 105 (табл. 39 [1])
651819425 Расчет ведется по металлу шва
В стенке подкрановой ветви делаем прорезь в которую заводим стенку траверсы.
Для расчёта шва крепления траверсы к подкрановой ветви (Ш3) составляем комбинацию усилий дающую наибольшую опорную реакцию траверсы. Такой комбинацией будет сочетание 1;2;35;8:
= 8623 кН; = -14925 кНм:
Требуемая длина шва:
Из условия прочности стенки подкрановой ветви в месте крепления траверсы определим высоту траверсы по формуле
= 11 мм - толщина стенки двутавра 50Ш1;
расчётное сопротивление срезу фасонного проката из стали С245.
Проверим прочность траверсы как балки нагруженной усилиями N M и Dmax. Нижний пояс траверсы принимаем из листа 320×10 мм верхние горизонтальные рёбра – из двух листов 155×10 мм.
Найдём геометрические характеристики траверсы.
Положение центра тяжести сечения траверсы:
Максимальный изгибающий момент в траверсе при 2–ой комбинации усилий:
Максимальная поперечная сила в траверсе с учётом усилия от кранов:
Коэффициент =12 учитывает неравномерную передачу усилия :
Рисунок 5.3 – Сопряжение верхней и нижней частей колонны
6. Расчёт и конструирование базы колонны
Проектируем базу раздельного типа
Расчётные комбинации усилий в нижнем сечении колонны:
)= 31732 кНм; = -12236 кН (для расчёта базы шатровой ветви);
)= 31732 кНм; = -12236 (для расчёта базы подкрановой ветви).
Усилия в ветвях колонны:
-для подкрановой ветви
То есть наиболее загруженной является база шатровой ветви.
База шатровой ветви:
требуемая площадь плиты 10059 см2
где -расчетное сопротивление бетона осевому сжатию
По конструктивным соображениям свес плиты должен быть не менее 4 см. Тогда = 341+2795 = 50 см
; принимаем =45 см; 50*45=2250 см2>.
Среднее напряжение в бетоне под плитой
Из условия симметричного расположения траверс относительно центра тяжести ветви расстояние между траверсами в свету равно
при толщине траверсы 10 мм = = 60 см
Определяем изгибающие моменты на отдельных участках плиты.
Участок1 (консольный свес =60 см):
Участок 2 (консольный свес = 795см):
Участок 3 (плита опертая на четыре стороны: 18;=0131:
Участок4 (плита опертая на четыре стороны; =0125):
Принимаем для расчёта =4717 кНсм.
Требуемая толщина плиты 30 см
где =300 МПа = 30 кНсм2 для стали С345 толщиной от 20 до 40мм.
Принимаем = 32 мм (с учетом припусков на фрезеровку).
Высоту траверсы определяем из условия размещения шва крепления траверсы к ветви колонны. В запас прочности все усилие в ветви передаём на траверсы через четыре угловых шва. Сварка полуавтоматическая проволокой марки СВ08А d = 14-2 мм; = 8 мм.
Требуемая длина шва определяется по формуле:
Принимаем по = 20 см.
Крепление траверс к плите принимаем угловыми швами ручной сваркой электродами Э42А по ГОСТ 9467-75 для которых
=18 кНсм2; = 07; = 10 (табл. 39 [1])
6518181007=2571 Расчет ведется по металлу шва
(1 см учитывает возможный непровар по длине каждого из швов)
принимаем kf=10 мм по таблице 38 [1]
Рисунок 5.4 – База колонны
База подкрановой ветви наименее нагружена поэтому ёё размеры принимаем конструктивно опираясь на размеры базы шатровой ветви.
Размеры траверс: ttr=10 мм htr=400 мм
Толщина плиты tpl=32 мм 5045=2250см2
7. Расчет анкерных болтов
Для анкерных болтов усилием в нижнем сечении колонны являются:
М= 67126 кНм N=-29933 кН
Тогда требуемая площадь нетто поперечного сечения анкерных болтов будет:
Где Rba – расчётное сопротивление растяжению анкерного болта из стали 09Г2С-4 по ГОСТ 19281* (Г7 [1]) На одну раздельную базу принимаем два болта. Тогда требуемая площадь нетто одного болта будет:
Длина заделки болта в бетон фундамента должна быть не меньше 1300 мм.
Плитка под анкерные болты
Плитка под анкерные болты работает на изгиб по схеме двухшарнирной балки опёртой на траверсы. Из расчёта было принято два болта на одну раздельную базу. Один болт приходящийся на одну плитку загружает её посередине силой:
просвет между траверсами будет: b0=388мм
Тогда максимальный изгибающий момент в пролёте плитки будет:
Требуемый момент сопротивления сечения плитки:
Ry=280 МПа для стали С345 при толщине листа от 40 до 80 мм
Назначаем сечение анкерной плитки b×t=280×51 мм одним отверстием диаметром d0=db+3 мм=48+3=51 мм
Фактический момент сопротивления нетто плитки
СП 16.13330.2011 Cтальные конструкции издание 2011г.
СП 20.13330.2011 Нагрузки и воздействия 2011г.
Лампси Б. Б. Расчёт стального каркаса одноэтажного промздания. Метод. указ. по курсовому проектированию.
Молев И.В. «Стальные конструкции рабочих площадок».2 ч. Методические указания к выполнению курсовой работы по курсу МК-Н. Новгород ННГАСУ 2001
Колесов А. И. Поликарпов Б. С. «Стальная рабочая площадка промздания». Компоновка конструирование и расчет несущих элементов: Учебное пособие – Н. Новгород ННГАСУ 1998.
СП 20.13330.2011. Нагрузки и воздействия. СНиП 2.01.07-85. Нагрузки и воздействия Госстрой СССР - М.: Стройиздат 1987.

Промышленное здание.dwg

Чертеж каркаса здания разработан на основании задания;
Климатический район строительства с t>-45
Материал конструкций: см. техническую спецификацию стали;
Крепление металлоконструкций производится на болтах
Анкерные болты диаметром 42мм из стали 09Г2С-4 (по
расчетным сопротивлением 230 МПа и
нормальной заделкой 1300 мм;
Заводскую автоматическую сварку производить в среде углекислого
газа (по ГОСТ 8050-85) сварочной проволокой СВ-08Г2С
монтажную ручную сварку - электродами Э42А
Нормы по расчету конструкций - СП 20.1333032011. СП 16.13330.2011
профнастил Н57-750-0
ННГАСУ-270800-2015-КМ
схема связей по верхними нижним
поясам стропильных ферм
Одноэтажное промышленное здание
Усилия действующие на раму
Схема связей по верхним поясам стропильных ферм
Схема связей по нижним поясам стропильных ферм
Техническая спецификация стали
Масса металла по элементам конструкции
ННГАСУ-08.03.01-2018-КМ
плитный полужёсткий утеплитель 100