• RU
  • icon На проверке: 25
Меню

Стальной каркас одноэтажного производственного здания со встроенной рабочей площадкой 90 х 30 м

Описание

Курсовой проект - Стальной каркас одноэтажного производственного здания со встроенной рабочей площадкой 90 х 30 м

Состав проекта

icon
icon МК. Графическая часть. Плотников М.П.dwg
icon МК. ПЗ. Плотников М.П.docx
icon МК. Титульник. Плотников М.П.docx
icon МК. Расчеты. Плотников М.П.xls

Дополнительная информация

Контент чертежей

icon МК. Графическая часть. Плотников М.П.dwg

МК. Графическая часть. Плотников М.П.dwg
Второстепенные балки
Схема расположения элементов покрытия в уровне верхних поясов ферм М1:400
Защитный слой из гравия
втопленного в битумную мастику - 10 мм
Гидроизоляционный ковер из 4-ех слоев рубероида
Утеплитель - жесткие минераловатные плиты -100 мм
Пароизоляция из одного слоя рубероида
Стальной профилированный настил - Н60-750-0
Асфальтобетонный пол - 40 мм
Железобетонная плита - 200 мм
Отв. фасонки колонны 23×60
Овальные отв. фасонки фермы ø23
Подготовка из бетона В15 на мелком щебне
Отверстие для стока воды
Схема расположения балок рабочей площадки на отметке +4.800 М1:400
Поперечное сечение главной балки 5-5 М1:15
Поперечное сечение второстепенной балки 15-15 М1:15
Поперечное сечение колонны 9-9 М1:15
Бетон на мелком заполнителе
Схема расположения элементов покрытия в уровне нижних поясов ферм М1:400
Поперечное сечение второстепенной балки 9-9 М1:15
Рабочая площадка. Вт.
Пояснительные схемы к расчетным длинам
Схемы расположения элементов покрытия в уровне верхних и нижних поясов
Схема расположения балок рабочей площадки на отм. +4.800
-8 Поперечные сечения гл. балки 5-5
вт. балки 15-15 и колонны 9-9
Стальной каркас одноэтажного производственного здания со встроенной рабочей площадкой
Расчетная низкая температура t = -43 °C. 2. Материал конструкций: фасонки и пояса фермы - сталь С255
ГОСТ 27772-88*; раскосы
ГОСТ 27772-88*; связи- С235
ГОСТ 27772-88*. 3. Соединения: заводские - сварные
монтажные - сварные и болтовые. 4. Заводская сварка - полуавтоматическая в среде СО2 сварочной проволокой Св-08ГА по ГОСТ 2246-70*. 5. Монтажная сварка - ручная
электродами типа Э46 9467-75*. 6. Все сварные швы kf = 10 мм
кроме оговоренных. 7. Зазор между опорным ребром фермы и колонной заполняется монтажными прокладками из оцинкованной стали. 8. Все болты М20 класса точности В
кроме оговоренных. 9. Работать совместно с листом 2.
видимый заводской сварной шов
видимый монтажный сварной шов
невидимый заводской сварной шов
невидимый монтажный сварной шов
Работать совместно с листом 1.

icon МК. ПЗ. Плотников М.П.docx

Исходные данные для проектирования3
Компоновочное решение4
1 Сбор нагрузок на покрытие здания 5
2 Сбор нагрузок на балочную клетку рабочей площадки7
Расчет конструкций рабочей площадки8
1 Расчет второстепенной балки9
2 Расчет главной балки12
2.1. Расчет поясных швов и опорных частей главной балки24
3. Расчет колонны рабочей площадки27
Расчет конструкций стального каркас32
1. Расчет фермы покрытия32
1.1. Расчет связей фермы43
2. Расчет и конструирование колонны48
3. Расчет и конструирование базы сплошной колонны55
Данный курсовой проект является разновидностью реального проектирования выполняемого по упрощенным исходным данным и эффективным средством практического освоения курса «Металлические конструкции включая сварку».
Тема проекта: «Стальной каркас одноэтажного производственного здания со встроенной рабочей площадкой».
Цели курсового проекта:
– освоение принципов и методов компоновки каркасов производственных зданий с учётом предъявляемых к ним технико-экономических и эксплуатационных требований;
– приобретение навыков в назначении марок стали для конструкций назначении расчётных схем элементов каркаса проведении силовых и конструктивных расчётов для обеспечения необходимой прочности жесткости и устойчивости как всего каркаса так и отдельных его элементов;
– приобретение навыков работы с нормативной справочной и технической литературой;
– освоение методов конструирования элементов конструкций их узлов и сопряжений графического изображения проектируемых конструкций.
Исходные данные для проектирования
Здание – отапливаемое; кровля – малоуклонная; пролёт здания – один.
Фермы принимаем шарнирно опёртыми с параллельными поясами и треугольной решеткой со стойками.
Сечение элементов фермы – равнополочные уголки составленные тавром.
Колонны принимаем постоянного сечения.
В соответствии с фагом ферм равным 6 м прогоны принимаем из прокатных швеллеров.
Стали назначаем в соответствии с приложением В таблица В.3[1].
Исходные данные численного примера сопровождающего все дальнейшие указания:
– пролет здания (рамы) – L = 30 м;
– длина здания – 90 м;
– шаг поперечных рам – 6 м;
– отметка верхней части колонны – 96 м;
– полезная нагрузка на перекрытие рабочей площадки – 24 кНм2;
– кровля – прогонная из прокатных швеллеров;
– сечения поясов и решетки стропильных ферм – равнополочные уголки составленные тавром;
– снеговой район – V;
– тип местности – В (городские территории лесные массивы и другие местности равномерно покрытые препятствиями высотой более 10 м);
Компоновочное решение
Рисунок 1. Компоновочная схема здания.
1. Сбор нагрузок на покрытие здания
Сбор нагрузок на поперечную раму производится в соответствии с требованиями норм [2].
Постоянная нагрузка включает вес несущих и ограждающих конструкций.
Временные нагрузки включают снеговую и ветровую. Ветровая нагрузка в расчетах не учитывается.
где Sg – нормативное значение веса снегового покрова на 1 м горизонтальной поверхности земли принимается по таблице 10.1 [2] для V снегового района Sg = 25 кНм2;
ce – коэффициент сноса снега;
ct – термический коэффициент;
– коэффициент формы в прогонном решении согласно п.10.4 (примечания) [2] =1.
S0 =25*11*1*1 = 275 кНм2.
Сбор нагрузок на покрытие производственного здания
Наименование нагрузки
Нормативная нагрузка кНм2
Коэффициент надежности по нагрузке γf
Расчетная нагрузка кНм2
Ограждающие элементы
Защитный слой из гравия втопленного в битумную мастику t = 10 мм
Гидроизоляционный ковер из 4-ех слоев рубероида
Утеплитель – жесткие минераловатные плиты γ = 3 кНм3 t = 100 мм
Пароизоляция из одного слоя рубероида
Стальной профилированный настил t = 08 мм
Прогоны прокатные пролетом 6 м
Временная (снеговая) нагрузка на покрытие p
Итого полная нагрузка q+p:
2. Сбор нагрузок на балочную клетку рабочей площади
На балочную клетку действуют постоянные нагрузки – собственный вес пола железобетонного настила стальных несущих конструкций и временные (полезные) нагрузки от оборудования складируемых материалов и изделий и т.д.
Расчетные значения нагрузок определяются как произведение нормативных значений этих нагрузок на соответствующие коэффициенты надежности по нагрузке γf.
Сбор нагрузок на балочную клетку рабочей площадки
Пол асфальто-бетонный t = 40 мм γ = 18 кНм3
Железобетонная плита tпл = 200 мм γ = 25 кНм3
Собственный вес второстепенных балок
Полезная (нормативная) нагрузка p
Итого полная нагрузка p+q:
Коэффициенты надежности по нагрузке γf принимаются по таблице 7.1 [2].
Расчет конструкций рабочей площадки
В данном курсовом проекте представлен расчет рабочей площадки в виде балочной клетки нормального типа. Нагрузка с монолитного железобетонного настила передается через второстепенные балки на главные опирающиеся на колонны. Неизменяемость балочной клетки в плоскости главных балок обеспечивается прикреплением этих балок к зданию или сооружению в котором расположена рабочая площадка. В плоскости перпендикулярной главным балкам неизменяемость сооружения обеспечивается постановкой вертикальных связей по колоннам.
При компоновке и конструировании сечений несущих элементов исходят из условия обеспечения прочности общей и местной устойчивости а также максимальной экономичности сечения.
Расчетная схема главных и второстепенных балок принимается однопролетной с шарнирным опиранием. Расчетная схема колонн принимается в виде центрально-сжатого стержня с жестким и шарнирным опираниями по концам.
Рисунок 2. План балочной клетки в здании пролетом 30 м. Шаг второстепенных балок 225 м.
1. Расчет второстепенной балки
В данном курсовом проекте принимаем что второстепенные балки шарнирно опираются на главные в одном уровне.
Второстепенные балки рассматриваются как балки второго класса [1] (п. 4.2.7) у которых возможно упругопластическое состояние сечения.
Нагрузка от монолитного железобетонного настила и технологического оборудования передается на второстепенные балки в виде равномерно распределенной.
Пролет балочной клетки:
Шаг второстепенных балок:
В соответствии с таблицей 2 суммарные значения нормативных и расчетных значений нагрузок на второстепенные балки равны соответственно:
Каждой балке соответствует участок перекрытия (грузовая площадь) с которого она воспринимает нагрузку. Ширина этого участка равна шагу балок (а = 225 м). Преобразуем нагрузку с указанного участка перекрытия в равномерно распределенную по длине балки (в погонную нагрузку).
Тогда погонная нормативная и расчетная нагрузки на второстепенные балки будут равны соответственно:
Рн = gн*a = 2992*225 = 6732 кНм;
Рр = gр*a = 3595*225 = 8089 кНм;
Поперечное сечение второстепенной балки назначаем в виде прокатного двутавра с параллельными гранями полок.
В соответствии с таблицей В.3 [1] принимаем второстепенные балки из стали С255 (предполагая что толщина проката менее 20 мм) с расчетным сопротивлением по пределу текучести: Ry = 240 Нмм2 = 240000 кНм2 и с расчетным сопротивлением срезу: Rs = 058*Ry = 1392 Нмм2 = 139200 кНм2.
Для балок технологической площадки коэффициент условий работы
γc = 1 (таблица 1 [1]).
Максимальный изгибающий момент:
Максимальные опорная реакция и поперечная сила:
Рисунок 2. Расчетная схема. Эпюры внутренних усилий во второстепенной балке.
Момент сопротивления изгибу требуемый для обеспечения прочности балки при ее работе в упругой стадии:
Wx = = = 00015167 м3 = 15167 см3
Поперечное сечение балки подбирается из условия:
Тогда в соответствии с ГОСТ Р 57837-2017 по сортаменту выбираем балочный прокатный двутавр №50Б2 со следующими характеристиками:
W А = 10127 см2 – площадь поперечного сечения; tw = 9 мм – толщина стенки двутавра; hw = 496 мм – высота стенки; tf = 14 мм – толщина полки; bf = 1990 мм – ширина полки; S Ix = 41872 см4 – момент инерции сечения относительно оси х.
Рисунок 4. Поперечное сечение второстепенной балки.
Проверки для второстепенной балки:
Проверка прочности балки:
= = 05912; где - - площадь сечения полки (пояса) мм; - площадь сечения стенки мм;
= = 0808 1 – проверка прочности выполнена;
Общая устойчивость балок обеспечена за счет железобетонного настила непрерывно опирающегося на сжатый пояс балки и с ним связанного.
Проверяем прочность балки на срез по касательным напряжениям:
= = 0443 1 – прочность балки на срез обеспечена;
Проверка балки на жесткость при изгибе:
Е = 21*105 МПа = 21*108 кНм2
02153 ≤ – жесткость балки достаточна;
2. Расчет главной балки
В данном курсовом проекте принимаем что главные балки шарнирно опираются на колонны. Поперечное сечение главной балки назначаем в виде сварного симметричного двутавра из трех прокатных листов.
Главные балки рассматриваются как балки первого класса [1] (п. 4.2.7) у которых напряжения по всей площади сечения не превышают расчетного сопротивления стали Ry (упругое состояние сечения).
В соответствии с таблицей В.3 [1] принимаем главные балки из стали С255 (предполагая что толщина проката менее 20 мм) с расчетным сопротивлением по пределу текучести: Ry = 240 Нмм2 = 240000 кНм2 и с расчетным сопротивлением срезу: Rs = 058*Ry = 1392 Нмм2 = 139200 кНм2.
Нагрузки на главную балку в рабочих площадках передаются от второстепенных балок в виде системы сосредоточенных сил F которые численно равны величине реакции опор V двух второстепенных балок т.е. F = 2*V = 2*24267 = 48534 кН. Так как на главную балку в пролете действует больше пяти сосредоточенных сил принимаем нагрузку в виде равномерно распределенной (собирается аналогично нагрузке на второстепенную). В данном случае ширина грузовой площади будет равна шагу главных балок l.
Нагрузку умножаем на коэффициент α = 105 учитывающий собственный вес главных балок. Тогда погонная нормативная и расчетная нагрузки будет равны соответственно:
Рисунок 5. Фактическая расчетная схема.
Рисунок 6. Эквивалентная расчетная схема. Эпюры внутренних усилий в главной балке.
Высота балки назначается исходя из трех критериев:
) Требований технологии или архитектуры Hстр (в нашем случае ограничений нет);
) Минимального расхода стали Hопт – оптимальная;
) Обеспечения достаточной жесткости балки Hmin – минимальная.
В первом приближении высота балки определяется:
H = 135 = 10125 м – ориентировочная высота балки;
Wх.тр = = = 2243309 кН;
где k = 115 – для балок постоянного сечения;
tw = 7+3*1125 = 10375 мм толщину стенки принимаем кратной 2 мм таким образом tw = 12 мм = 12 см;
428*09=1479 => беру 150 мм
По жесткости высота балки будет определяться по следующей формуле:
Окончательно выбираем наибольшее из значений Hmin и Hопт.
Таким образом округлив высоту H до 10 см примем H = 150 см = 15 м;
Минимально допустимая толщина стенки определяется из условия прочности на срез:
где hw в первом приближении определяется из условия hw = 097*Н; примем hw = 1455 м;
Требуемый момент инерции сечения балки:
Момент инерции также равен:
где If – момент инерции полки;
Iw – момент инерции стенки;
Iw = = 30802714 см4;
Отсюда площадь пояса будет равна:
Подбор сечения двутавра осуществляется исходя из следующих условий:
) tf ≤ 30 мм (желательно);
) Должно выполняться условие устойчивости сжатого пояса (проверка на местную устойчивость):
где bef – свес пояса;
) Ширину пояса принимаем из условия:
bf = 150 = 425 см принимаем 45 см;
) Толщина пояса будет равна:
tf = = 271 см окончательно принимаем 28 см;
) = ≤ 05* = 05* = 148 – условие выполняется
Af = 28*45 = 126 см2;
Проверки скомпонованного сечения:
Момент инерции полученного сечения:
Рисунок 7. Поперечное сечение главной балки.
Проверка прочности при действии изгибающего момента:
6 ≤ 1 – условие выполняется;
Расчет опорного сечения по касательным напряжениям на действие нормальной поперечной силы:
где h0 = H-tf = 150-28 = 1472 см;
= 068 ≤ 1 – прочность на срез обеспечена;
Проверка выполнения прочности стенки на совместное действие нормальных и касательных напряжений:
Напряжение y перпендикулярно продольной оси балки и равно нулю.
xy = – касательное напряжение в верхней точке стенки балки
где S определяется по формуле:
Возвращаемся к проверке:
= 093 ≤ 1 – условие выполнено;
= 047 ≤ 1 – условие выполнено.
Проверка деформативности главной балки:
= 0001719 ≤ – условие выполнено
Обеспечение местных устойчивостей сжатой полки и стенки главной балки:
Местная устойчивость сжатой полки обеспечена на этапе компоновки.
Местная устойчивость стенки по [1] считается обеспеченной если условная гибкость стенки не превышает 35 при отсутствии местного напряжения loc в балках с двусторонними поясными швами.
Ширина выступающей части парного ребра принимается по условию:
Так как конструктивное решение предполагает что крепление второстепенных балок к ребру сбоку будет осуществляться с помощью болтов М20 ширина ребра принимается не менее 90 мм по конструктивным соображениям.
br ≥ = 8813 мм 90 мм
tr ≥ = 0006085 м 6мм
= 421 > 35 – требуется проверка местной устойчивости;
Местная устойчивость стенки обеспечивается при выполнении условия:
где М и Q – средние значения соответственно изгибающего момента и поперечной силы в пределах отсека;
Рассчитаем М и Q в трех отсеках нашей главной балки:
Рисунок 8. Определение средних значений M и Q в первом отсеке балки.
М1: М1-V*1125+Rвт.б.*1125 = 0
М1 =V*1125-Rвт.б.* 1125= 152877*1125-24267*1125= 166185 кН*м;
Q1 = V- Rвт.б = 152877-24267 = 12861 кН;
Рисунок 9. Определению средних значений M и Q во втором отсеке балки.
М2: М2-V*3375+Rвт.б.* 3375+2*Rвт.б.* 1125 = 0
М2=V*3375-Rвт.б.*3375-2*Rвт.б.*1125=152877*3375-24267*3375-2*24267*1125 = 379458 кН*м;
Fy: Q2+3*Rвт.б-V = 0
Q2 = -3*Rвт.б+V = -3*24267+152877= 80076 кН;
Рисунок 10. Определение средних значений M и Q в третьем отсеке балки.
М3: М3-V*5625+Rвт.б.*5625+2*Rвт.б.* 3375+2*Rвт.б.* 1125 = 0
М3 = V*5625-Rвт.б.* 5625-2*Rвт.б.* 3375-2*Rвт.б.*1125= 152877*5625-24267*5625-2*24267*3375-2*24267*1125= 505028 кН*м;
Fy: Q3+5*Rвт.б-V = 0
Q3 = -5*Rвт.б+V = -5*24267+152877= 31542 кН;
) Для первого отсека:
) Для второго отсека:
) Для третьего отсека:
cr = – критическое напряжение
где ccr – коэффициент который определяется в зависимости от вида поясных соединений и значения коэффициента вычисляемого по формуле:
где – коэффициент принимаемый по таблице 13 [1] = 08;
По таблице 12 [1] интерполяцией определяем коэффициент ccr = 34041;
cr = =46094527 кНм2;
cr = 103* – критическое напряжение
где – отношение большей стороны отсека к меньшей;
где d – меньшая из сторон отсека стенки в нашем случае d = hw = 1444 м;
cr = 103* = 11227314 кНм2;
= 08 ≤ 1 – условие выполнено;
= 06 ≤ 1 – условие выполнено;
= 051 ≤ 1 – условие выполнено.
2.1 Расчет поясных швов и опорных частей главной балки
Для образования поясных швов применяем автоматическую сварку сварочной проволокой Св-08ГА диаметром 2мм что соответствует стали С255. Тогда расчетное сопротивление угловых швов срезу по металлу шва будет равно: Rwf = 200 Нмм2 (по таблице Г.2 [1]).
Погонная сдвигающая сила Т на уровне соединения стенки и полки:
Проверка прочности поясных соединений при отсутствии локальных напряжений и двухсторонних поясных швах:
где величины в знаменателе кроме γс относятся к характеристикам сварных швов и определяются по п. 14.1 [1].
В соответствии с п. 14.1.7 а [1] катет углового шва не должен превышать 12*t где t - наименьшая из толщин свариваемых элементов в нашем случае t = tw = 12 мм;
Тогда максимальный катет шва равен: kfmax =12*12 мм 16 мм.
Минимальный катет шва определяем по таблице 38 [1] в зависимости от наиболее толстого из свариваемых элементов (tf = 28 мм): kfmin = 10 мм.
В соответствии с таблицей 39 [1] при автоматической сварке проволокой с положением шва в лодочку и катетом шва kf = (12÷16)мм коэффициенты зависящие от технологии сварки и катета шва будут равны: f = 08 z = 10.
Коэффициенты γwf = γwz =1;
где Run – нормативное временное сопротивление Run = 370 Нмм2 – определяем по таблице В.3 [1];
Rwz – расчетное сопротивление угловых швов срезу по металлу шва;
Rwz = 045*370 = 1665 Нмм2 = 166500 кНм2;
Так как z* Rwz = 10*1665 > 08*200 = f* Rwf ;
то расчет поясных швов будем вести по металлу шва.
Тогда требуемый катет шва:
kf = = = 0002572 м = 2572 мм;
kf = 2572 мм 10 мм = kfm
Окончательно принимаем kf = 10 мм.
Расчет опорного ребра
Согласно п. 8.5.17 [1] участок стенки балки над опорой следует рассчитывать на устойчивость при центральном сжатии из плоскости балки как стойку нагруженную опорной реакцией Vг. В нашей конструкции стенка балки на опоре укрепляется на всю ее высоту опорным ребром жесткости с шириной выступающей части br равной:
Ширина опорного ребра равна ширине главной балки т.е. bs = 45 см;
Из условия местной устойчивости:
где tr – толщина опорного ребра;
tr = 3* 219 *10-2 = 0022211 м = 222 см
Из условия прочности торца ребра на смятие:
где Rp – расчетное сопротивление смятию определяется по таблице В.7 [1] в зависимости от временного сопротивления стали Ru =360 Нмм2 в нашем случае Rp = 351 Нмм2 = 351000 кНм2;
Аr = = 0004355 м2 = 4355 см2;
Из этих двух условий принимаем толщину опорного ребра равной 24 см.
Выступ ребра ниже нижнего пояса не более 15*24 = 36 см.
Проверим на устойчивость из плоскости балки условную стойку включающую опорное ребро и часть стенки длиной:
с = 065*12*10-2 * = 02285 м = 2285 см;
Тогда расчетная площадь условной стойки будет равна:
A = bs*tr+c*tw = 45*24+2285 *12 = 13542 см2;
Момент инерции сечения опорного ребра относительно y-y:
Iy = = = 1822829 см4;
Радиус инерции сечения опорного ребра:
Гибкость опорного ребра:
Условная гибкость опорного ребра:
= λy* = 1254* = 0424;
Проверка устойчивости опорного ребра:
где φ =09801– определяем по таблице Д.1 [1] интерполяцией (тип сечения с);
= 048 1 – устойчивость опорного ребра обеспечена.
3 Расчет колонны рабочей площадки
Поперечное сечение колонны рабочей площадки назначаем в виде колонного прокатного двутавра с параллельными гранями полок.
В соответствии с таблицей В.3 [1] принимаем второстепенные балки из стали С245 (предполагая что толщина проката не превышает 20 мм) с расчетным сопротивлением по пределу текучести: Ry = 240 Нмм2 = 240000 кНм2.
Сила сжимающая колонну:
где V – опорная реакция главной балки от расчетных нагрузок;
k – коэффициент учитывающий собственный вес колонны k = 101-102;
N = 2*101* = 308812 кН;
Условия закрепления колонны в плоскости и из плоскости изгиба:
Рисунок 11. Закрепление колонн в поперечном направлении.
Рисунок 12. Закрепление колонн в продольном направлении.
Геометрическая длина колонны:
lк = - (tпокр.+h)+hф
где Н2 – отметка верха настила рабочей площадки;
tпокр. – толщина покрытия;
h – высота главной балки;
hф – величина заглубления верха фундамента относительно уровня чистого пола hф = 08 м;
Расчетные длины колонны в плоскости и из плоскости главных балок соответственно:
Рисунок 13. Расчетная схема колонны при жестком сопряжении с фундаментом.
Расчетная длина колонны из плоскости главных балок lefy зависит от системы связей и определяется как расстояние между точками закрепления колонны связями.
y – коэффициенты расчетной длины y = 1;
Рисунок 14. Расчетная схема колонны при шарнирном сопряжении с фундаментом.
Подбираем сечение из условия устойчивости:
φ – коэффициент продольного изгиба определяется по приложению Д табл. Д.1 [1];
и из условия гибкости:
[λ] – предельное значение гибкости для колонн определяется по таблице 32 [1];
Отсюда φз = 06156 (тип сечения с – определяем по таблице 7 [1]);
Атр = = = 0020902 м2 = 20902 см2;
Из условия Афакт ≥ Атр подбираем поперечное сечение колонны.
Колонный прокатный двутавр 35К4:
ix = 15455 мм = 015455 м
iy = 8925 мм = 008925 м
Рисунок 15. Поперечное сечение стойки рабочей площадки.
Подставляем фактические значения:
λx = = = 4995 ≤ [λ] = 13578
λy = = = 4325 ≤ [λ] =13578
где α – коэффициент принимаемый не менее 05 и вычисляемый по формуле:
Тогда [λ] = 180-60*0737 = 13578
Осуществляем проверку на устойчивость:
= 0737 1 – условие выполнено.
Расчет конструкций стального каркаса
1. Расчет фермы покрытия
Расчетная схема фермы показаны на рисунке 16.
Ферма шарнирно опирается на колонны каркаса здания сверху. Нагрузка на ферму приложена в узлах верхнего пояса:
где gр – расчетное значение нагрузки из таблицы 1;
lп – шаг верхних узлов ферм (шаг прогонов).
Тогда сосредоточенная сила в узлах фермы будет равна:
F = 5438 *6*3 = 9788 кН;
В крайних узлах фермы:
Расчет фермы в SCAD.
Рассчитаем усилия в стержнях фермы методом вырезания узлов:
Рисунок 16. Расчетная схема фермы.
Найдем реакции в опорных узлах:
y: VA+VB-05*F*2-F*9 = 0
MA: VB*30-05*F*30-F*(27+24+21+18+15+12+9+6+3) = 0
Тогда VА = -VB+05*F*2+F*9 = -4894 +9788*10 = 4894 кН;
Рассчитаем усилие в стержнях фермы:
N1-2 = -F2 = -4894 кН
) x: N2-5+ N2-3*cosα = 0
y: N2-1+VА+ N2-3*sinα = 0
N1-2 = N2-1 = -48942 кН
N2-3 = = = -60829 кН
N2-5 = -N2-3*cosα = 60829 *06896= 41948 кН
) x: N3-4-N3-1+N3-5*sin-N3-2*sin = 0
N2-3 = N3-2 = -60829 кН
y: -F-N3-2*cos-N3-5*cos = 0
N3-4 = N3-1-N3-5*sin+N3-2*sin = 0 -47312 *06896-60829 *06896= -74574 кН
N4-3 = N3-4 = -74574 кН
N4-6 = N4-3 = -74574 кН
) x: N5-8-N5-2+N5-6*cosα-N5-3*cosα = 0
N5-2 = N2-5 = 41948 кН.
N5-3 = N5-3 = 47312 кН.
y: N5-6*sinα+N5-3*sinα+N5-4 = 0
N5-6 = = = -33795 кН
N5-8=N5-2-N5-6*cosα+N5-3*cosα=41948-(-33795)*06896+47312*06896= 97879 кН
) x: N6-7-N6-4+N6-8*sin-N6-5*sin = 0
N5-6 = N6-5 = -33795 кН
N6-4 = N4-6 = -74574 кН
y: -F-N6-5*cos-N6-8*cos = 0
N6-7 = N6-4-N6-8*sin+N6-5*sin = -74574 -20278 *06896-33795 *06896= = -111863 кН
N6-7 = N7-6 = -111863 кН
N7-9 = N7-6 = -111863 кН
) x: N8-11-N8-5+N8-9*cosα-N8-6*cosα = 0
N8-5 = N5-8 = 97879 кН
N8-6 = N6-8 = 20278 кН
y: N8-7+N8-6*sinα+N8-9*sinα = 0
N8-11 = N8-5-N8-9*cosα+N8-6*cosα = 97879 +6760 *06896+20278*06896 = 116524 кН
Максимальное усилие Nmax = 116524 кН следовательно согласно [5] толщину фасонок верхнего и нижнего пояса принимаем 16 мм.
В соответствии с таблицей В.3 [1] принимаем элементы решетки и фасонки фермы из стали С255 (предполагая что толщина проката не превышает 20 мм) с расчетным сопротивлением по пределу текучести: Ry = 240 Нмм2 = 240000 кНм2.
Все элементы фермы представлены в виде парных уголков составленных тавром.
Подбор растянутых стержней
Подбор сечения нижнего пояса:
Растянутые стержни фермы подбираются из условия:
где Атр и А – соответственно требуемая площадь поперечного сечения и фактическая – по сортаменту.
Aтр = = 0004855м2 = 4855 см2 – требуемая площадь двух уголков;
По ГОСТ 8509-93 подбираем уголок №10 со следующими геометрическими характеристиками: b = 100 t = 14 А = 2628 см2 – ширина полки толщина полки площадь поперечного сечения одного уголка; ix = 300 см x0 = 299 см iy = 483 см.
Расчетные длины равны соответственно:
lefy = 12 м – из плоскости ферм.
Осуществляем проверку по прочности:
An = A – так как у сварных ослаблений нет;
= 092 1 – условие выполнено;
Проверка на гибкость:
[λ] = 400 – определяем по таблице 33 [1].
λy = λmax = 24846 400 – условие выполнено.
Подбор растянутых раскосов:
N = 47312 кН – максимальное усилие в растянутых раскосах.
Aтр = = 0001971 м2 = 1971 см2 – требуемая площадь двух уголков;
По ГОСТ 8509-93 подбираем уголок №75 со следующими геометрическими характеристиками: b = 75 t = 7 А = 1015 см2 – ширина полки толщина полки площадь поперечного сечения одного уголка; ix = 229 см x0 = 210 см iy = 370 см.
lefy = l = 435 м – из плоскости ферм.
= 097 1 – условие выполнено;
λx = λmax = 15196 400 – условие выполнено.
Подбор сжатых стержней
Подбор сжатого пояса:
N = -111863 кН – максимальное усилие в сжатом поясе.
Рисунок . Определение расчетных длин сжатых стержней
lefy = l = 60 м – из плоскости ферм.
Подбор сечения сжатых элементов в первую очередь осуществляется из условия устойчивости:
γc – коэффициент условий работы γc = 10.
λз = 80 – для поясов и опорных раскосов;
Атр = = 0007571 м2 = 7571 см2
По ГОСТ 8509-93 подбираем уголок №16 со следующими геометрическими характеристиками: b = 160 t = 14 А =4357 см2 – ширина полки толщина полки площадь поперечного сечения одного уголка; ix = 492 см x0 = 447 см iy = 721 см.
[λ] = 180-60*α – для сжатых стержней.
[λ] = 180-60*089 = 1266;
λy = λmax = 8996 1266– условие выполнено.
φ = 0555 – фактическое значение коэффициента продольного изгиба.
Проверяем на устойчивость:
= 096 ≤ 1 – условие выполнено.
Подбор сжатых раскосов:
N = -60829 кН – максимальное усилие в сжатых раскосах (опорный);
Атр = = 0004117м2 = 4117 см2
По ГОСТ 8509-93 подбираем уголок №125 со следующими геометрическими характеристиками: b = 125 t = 9 А =2200 см2 – ширина полки толщина полки площадь поперечного сечения одного уголка; ix = 386 см x0 = 340 см iy = 570 см.
[λ] = 180-60*082 = 1308;
λy = λmax = 7632 1308– условие выполнено.
φ = 06387 – фактическое значение коэффициента продольного изгиба.
= 09 ≤ 1 – условие выполнено.
Подбор сжатых стоек:
По ГОСТ 8509-93 подбираем уголок №75 с минимальными геометрическими характеристиками который возможно использовать в конструкции фермы со следующими геометрическими характеристиками: b = 75 t = 7 А = 1015 см2 – ширина полки толщина полки площадь поперечного сечения одного уголка; ix = 229 см x0 = 210 см iy = 370 см.
Проверка на гибкость наиболее нагруженного элемента из минимально нагруженных – стойка:
[λ] = 180-60*050 = 150;
λx = λmax = 11004 150– условие выполнено.
φ = 0442 – фактическое значение коэффициента продольного изгиба.
= 057 ≤ 1 – условие выполнено.
Таблица подбора сечений стержней стропильной фермы
1.1 Расчет связей фермы
Связи по поясам фермы
В качестве связей по нижнему и верхнему поясу выбираем треугольные связи коробчатого сечения. Считается что треугольные связи работают на сжатие.
Поперечное сечение всех связей подбирается по предельной гибкости.
Требуемые радиусы инерции:
где [λ] – предельная гибкость для связей определяется по таблице 32 [1] В нашем случае [λ] = 200;
Необходимый профиль выбирают из следующих условий:
Рисунок . Определение расчетных длин треугольных связей
Согласно [8] принимаем гнутый профиль коробчатого сечения 120×120×8 со следующими геометрическими характеристиками: А = 3364 см2; i
Треугольные связи (распорки по нижнему поясу):
Согласно [8] принимаем гнутый профиль коробчатого сечения 80×5 со следующими геометрическими характеристиками: А = 1436 см2; i
Крестовые связи по верхнему поясу:
[λ] = 400 – для растянутых элементов;
Рисунок . Определение расчетных длин крестовых связей по верхнему поясу
Согласно [7] принимаем уголок горячекатаный 40×4 со следующими геометрическими характеристиками: А = 308 см2; ix = iy = 122 см.
Вертикальные связи по поясам фермы
В качестве вертикальных связей по поясам фермы выбираем крестовые связи коробчатого сечения. Считается что крестовые связи работают на растяжение.
Согласно [8] для крестовых связей принимаем гнутый профиль коробчатого сечения 50×6 со следующими геометрическими характеристиками: А = 963 см2; i
Вертикальные связи по колоннам
В качестве вертикальных связей по колоннам выбираем треугольные связи и распорки коробчатого сечения.
[λ] = 200 – для сжатых элементов;
Рисунок . Определение расчетных длин вертикальной связи по колоннам
Согласно [8] для крестовых связей принимаем гнутый профиль коробчатого сечения Гн. 100×3 со следующими геометрическими характеристиками: А = 1141 см2; i
Согласно [8] принимаем гнутый профиль коробчатого сечения Гн. 80×5 со следующими геометрическими характеристиками: А = 1436 см2; ix = iy = 302 см.
Вертикальные связи по колоннам рабочей площадки
В качестве вертикальных связей по колоннам выбираем треугольные связи коробчатого сечения.
Рисунок . Определение расчетных длин вертикальных связей по колоннам рабочей площадки
Согласно [8] для крестовых связей принимаем гнутый профиль коробчатого сечения Гн. 70×7 со следующими геометрическими характеристиками: А = 1596 см2; ix = iy = 248см.
Согласно [8] для крестовых связей принимаем гнутый профиль коробчатого сечения Гн. 80×5 со следующими геометрическими характеристиками: А = 1436 см2; ix = iy = 302 см.
2 Расчет и конструирование колонны
Усилие на колонну равно опорной реакции фермы т.е. N = 4894 кН.
Высота колонны равна Нк = 08+96+315 = 1355 м
где 08 – глубина заложения колонны
Для колонны выбираем согласно таблице В.3 [1] сталь марки С245 (предполагая что толщина проката менее 20 мм) с расчетным сопротивлением по пределу текучести: Ry = 240 Нмм2 = 240000 кНм2.
Коэффициент условия работы γc = 10 (согласно таблице 1 [1]).
Поперечное сечение колонны принимаем в виде сварного двутавра высотой hк = = = 054 м 055 м.
Расчетные длины колонны:
Рисунок . Определение расчетных длин колонны
Рисунок 17. Определение эксцентриситета приложения нагрузки.
Определим требуемую площадь поперечного сечения по формуле:
где φe – коэффициент устойчивости внецентренно сжатого стержня.
Для этого вычислим эксцентриситет ex = +002
Суммарный изгибающий момент равен:
где w –расчетное значение основной ветровой нагрузки;
H – высота от уровня земли до верхней точки фермы;
м – шаг поперечных рам;
Рисунок 18. Схема колонны.
γf – коэффициент надежности по нагрузке γf =14;
w0 – нормативное значение основной ветровой нагрузки определяем по таблице 11.1 [2]; w0 = 038 кПа = 038 кНм2 – для III ветрового района;
cср = = = 07 – средний аэродинамический коэффициент;
kэкв – коэффициент определяющий значение ветрового давления на определенной высоте H = 96+315 = 1275 м.
Тогда получаем что коэффициент равен kэкв = 106875 (определяем интерполяцией).
w = 038*106875*07*14 = 03980025 кНм2
Мветер = *1275*() = 10923 кН*м;
Тогда М = 144373+10923= 253603 кН*м.
Определим приближенные значения:
) Радиуса инерции: i
) Условной гибкости: = = 3118;
) Относительного эксцентриситета: m = e
где ρ – радиус ядра сечения определяется по формуле:
ρ = *hк = 033*055 = 01815 м;
) Приведенного относительно эксцентриситета: mef = m*;
где – коэффициент влияния формы сечения принимаем по таблице Д.2 [1] в зависимости от типа сечения (в нашем случае тип сечения – 5) отношение площадей предварительно принимаем ≥ 1 тогда = (19-01*m)-0012*(6-m)* = (19-01*2865)-0012*(6-2865)* 3118= 1496;
Тогда mef = m* = 2865*1496= 4286;
Далее по таблице Д.3 в зависимости от условной гибкости и приведенного относительно эксцентриситета определяем коэффициент влияния формы сечения:
При mef = 4286 коэффициент φe = 0204.
Таким образом Aтр = = 00099959м2 = 9995 см2.
Назначаем ширину пояса с учетом требований жесткости:
bf = = 027 м = 270 см 28 см;
и согласно п. 9.4.7 таблице 23 [1] местной устойчивости свесов поясного листа:
= ≤ 036+01*-001*(15+07*)*
= 036+01* – определяем по таблице 10 [1].
Отсюда tf = = = 0008358 м 10 см.
73 = ≤ 036+01*-001*(15+07*)*mx = 0566 – требование местной устойчивости свесов поясного листа выполнено.
Определяем необходимую толщину стенки.
Толщина tw из условия требуемой площади сечения:
tw = = = = 0008292 м = 08292 см 10 см
где hw = hк-2*tf = 055-2*001 = 053 м;
Требуемой площади хватает для компоновки сечения колонны поэтому принимаем площадь колонны равной 9464 м2;
Толщина стенки из условия обеспечения местной устойчивости:
где – наибольшая условная гибкость стенки.
Для условной гибкости = 3118 > 2 получим = 12+035* = 12+035*3118= 22913 [1 таблица 22].
Тогда толщина стенки из условия обеспечения местной устойчивости:
tw ≥ = = 00078 м 08 см;
Окончательно выбираем стенку толщиной tw = 10 см.
Определяем геометрические характеристики подобранного сечения:
A = 28*1*2+53*1 = 109 см2; Af = 28 см2; Aw = 53 см2;
I Iy = = 365867 см4;
Рисунок 19. Сечение колонны.
Уточняем значения гибкостей стержня колонны:
[λ] = 180-60*α – для основных колонн [1 таблица 32];
Тогда [λ] = 180-60*092 = 1248;
λ λy = = = 1795 [λ] = 1248 – условие не выполняется поэтому устанавливаем распорки по колоннам;
Отсюда lefy = 13552 = 6775 м.
λy = = = 1169 [λ] = 1248 – условие выполнено;
Расчетное сопротивление стали зависит от толщины проката поэтому при переходе к проверочной части расчетов его необходимо уточнить согласно таблице В.3 [1] с учетом выбранных толщин при компоновке сечения. Таким образом при наибольшей толщине проката 10 мм величина расчетного сопротивления стали С245 будет иметь значение Ry = 240 Нмм2 = 240000 кНм2.
Проверка общей устойчивости колонны в плоскости действия момента (относительно оси X):
= (175-01*mx)-002*(5-mx)* = (175-01*293)-002*(5-293)* 3182= 13279
mef = mx* = 293*13279= 3890747
По таблице Д.3 [1] определяем фактическое значение коэффициента φe при mef = 3890747 и = 3182: φe = 0217
Устойчивость в плоскости действия момента обеспечена. Недонапряжение 14 %.
Проверка общей устойчивости колонны из плоскости действия момента (относительно оси Y):
Проверку устойчивости относительно оси Y проводим по п. 9.2.4 [1].
Для = 3034 φy = 0563 – определяем по таблице Д.1 [1]. По таблице 21 [1] при = 3049 314 находим что
Согласно таблице 21 [1]:
α = 065+005*mx = 065+005*293= 07965
Коэффициент c = = = 029996
Получим = = 098 ≤ 1.
Устойчивость из плоскости действия момента обеспечена. Недонапряжение 2%.
3 Расчет и конструирование базы сплошной колонны
Расчет опорной плиты
Для расчета опорной плиты принимаем сочетание усилий с наибольшей продольной силой и изгибающим моментом:
N1 = -4894 кН M1 = 253603 кН.
Расчетное сочетание усилий для конструирования анкерных болтов:
N2 = -14294 кН M2 = 15139 кН.
Материал фундамента – бетон B15 у которого Rb = 85 МПа = 8500 кНм2 – расчетное значение сопротивления бетона осевому сжатию (призменная прочность).
Локальное сопротивление смятию бетона Rbloc под подошвой фундамента принимается в зависимости от соотношения площади опорной плиты и площади верхнего обреза фундамента в соответствии с правилами расчета железобетонных конструкций:
α = 1 – коэффициент;
Rbloc = 13*1*8500 = 11050 кНм2
Определение размеров в плане:
tтр – толщина траверсы tтр = 12 мм;
с – свес плиты (задаются как правило в пределах 50÷120 мм) примем с = 50 мм.
B = 280+2*(12+50) = 404 мм. Примем 41 см
Отсюда находим минимальную длину плиты:
L = 05527 м = 553 см;
Примем 80 см из конструктивных соображений.
Окончательно принимаем B = 41 см; L = 80 см.
Рисунок 20. База колонны. Эпюра напряжений в бетоне под плитой. № 1 2 3 – расчетные участки плиты.
Анкерные болты устанавливаем так чтобы зазор в свету между болтом и элементами конструкций колонны был не менее 30 мм для свободной рихтовки колонны в плане при ее монтаже.
Определение толщины опорной плиты:
Толщину опорной плиты tпл назначим в результате ее прочности на изгиб но не менее 20 мм. Максимальная толщина опорных плит принимается как правило не более 60÷80 мм.
Найдем максимальный изгибающий момент Мплmax возникающий в плите от отпора бетона фундамента.
Напряжения в бетоне фундамента под плитой:
фmax = = = -729092 кНм2
фmin = = = 430678 кНм2
Изгибающий момент на участке плиты №1 опертом на четыре канта:
Мпл1 = α1*1*а2 = 01352*0125*53330 = 12149 кН
а – наименьшая сторона участка плиты а = 135 мм;
α1 –коэффициент для расчета на изгиб прямоугольных плит опертых по четырем и трем сторонам определяемый по таблице Е.2 [1]; в нашем случае α1 = 0125;
= 53330 кНм2 – наибольшее напряжение в бетоне под участком плиты №1.
Для участка №2 (консольный участок):
Мпл2 = 05*max*а22 = 05*729092 *00532 = 1024 кН
Мпл3 = α3*max*a32 = 006*729092 *0282 = 34296 кН
a3 – длина свободного края участка плиты a3 = 028 м;
α3 = 006 по [1 табл. Е.2];
Материал плиты – сталь С235 по ГОСТ 27772-88* (Ry = 225000 кНм2 – при толщине проката до 40 мм)
Требуемая толщина плиты в соответствии с [1 п. 8.6.2]:
γc = 12 по [1 таблица 1].
tпл = = 00276 =276 см.
Окончательно принимаем толщину плиты tпл =30 мм.
Подбор сечения анкерных болтов
фmax = = = -389745 кНм2
фmin = = = 302587 кНм2
Суммарное усилие Zа в анкерных болтах определим из уравнения равновесия моментов относительно центра тяжести сжатой зоны бетона:
М2 = Zа* (l+f+n)+N2*( )
Рисунок 21. К расчету анкерных болтов.
Диаметр анкерных болтов выбираем в зависимости от предельного расчетного усилия на один болт:
ko = 105 – для статических нагрузок;
Abs – площадь сечения болта нетто;
Rba – расчетное сопротивление растяжению фундаментных болтов определяется в соответствии с таблицей Г.7 [1].
Принимаем по два анкерных болта с каждой стороны базы колонны.
Отсюда Abs = = = 00004387 м2 = 4387 мм2;
По таблице Г.9 [1] подбираем болты соответствующего диаметра.
Окончательно принимаем анкерные болты диаметром 30 мм из стали ВСт3пс2.
Расчет анкерных плиток
Анкерные плитки рассчитываем на изгиб как одно пролетные балки опертые на траверсы и загруженные силами равными Nb = Za. В качестве материала плиток выбираем сталь С245 (Ry = 240000 кНм2 – при толщине проката до 40 мм).
Изгибающий момент в плитке:
M = Nb*006 м = 7938*006 = 476 кН*м;
Рисунок 22. Расчетная схема анкерной плитки
Требуемый момент сопротивления изгибу:
W = = = 0000021 м3 = 210 см3
В соответствии с [1 таблица 40] ширина плитки Ba должна быть не менее 15*da*2 = 3*da где da = 38 мм – диаметр отверстия под болт (выбираем по приложению 4 [5]). Принимаем Ba = 120 мм.
Определяем требуемую толщину плитки:
Принимаем толщину анкерной плитки ta = 4 см.
Траверсу будем рассчитывать на комбинацию усилий N1 = -4894 кН M1 = 253603 кН. В качестве материала плиток выбираем сталь С245 (Ry = 240000 кНм2 – при толщине проката до 40 мм).
Конструктивно задаемся высотой траверсы равной hтр 06*hк тогда
Nшва = = = 352898 кН;
Назначаем катеты kf = 6 мм для швов крепления траверсы к колонне.
Расчетное сопротивление шва по металлу границы сплавления:
Rwz = 045*Run [1 таблица 4]
Rwz = 045*370 = 1655 Нмм2.
Расчетное сопротивление по металлу шва:
Rwf = 200 Нмм2 (по таблице Г.2 [1]); f = 07; z = 1 (по таблице 39 [1]).
Так как Rwf*f = 140 Нмм2 Rwz*z = 1655 Нмм2 расчет проводим по металлу шва.
Требуемая длина шва
Условие lw ≤ 85*f*kf выполнено: lw = 42 см 85*f*kf = 71 см. Принимаем траверсу hтр = 33 см.
Требование hтр > lw+1 см не выполнено (33 см 42+1 = 43 см ). Принимаем траверсу hтр = 44 см
Опорную плиту и торец колонны после приварки траверс фрезеруем. В этом случае монтажные швы крепления траверс и стержня колонны к плите принимаем конструктивно минимальной высоты.
СП 16.13330.2017 «Стальные конструкции. Актуализированная редакция СНиП II-23-81*» (с Поправкой с Изменением N 1).
СП 20.13330.2016 «Нагрузки и воздействия. Актуализированная редакция СНиП 2.01.07-85*» (с Изменениями N 1 2).
Методические указания к практическим занятиям для студентов обучающихся по направлению подготовки 08.03.01 «Строительство» всех форм обучения. Металлические конструкции. Добрачев В.М. Сергеев А.В. НГАСУ (Сибстрин) 2015.
Методические указания по выполнению курсовой работы для студентов специальностей 270115 «Экспертиза и управление недвижимостью» и 270114 «Проектирование зданий». Металлические конструкции. Кользеев А.А. Сергеев А.В. НГАСУ (Сибстрин) 2005.
Методические указания по выполнению курсового проекта для студентов направления 270800.62 «Строительство» (профиль «Промышленное и гражданское строительство») и специальности «Строительство уникальных зданий и сооружений» всех форм обучения и задания к проекту для студентов заочной формы обучения. Репин А.И. Кользеев А.А. Сергеев А.В. Шафрай К.А. НГАСУ (Сибстрин) 2014.
ГОСТ Р 57837-2017 «Двутавры стальные горячекатаные с параллельными гранями полок. Технические условия» (с Поправкой).
ГОСТ 8509-93 Уголки стальные горячекатаные равнополочные. Сортамент.
ГОСТ 30245-2003 Профили стальные гнутые замкнутые сварные квадратные и прямоугольные для строительных конструкций. Технические условия.
Металлические конструкции. В 3 т. Т. 2. Конструкции зданий: Учеб. для строит. вузов В. В. Горев Б. Ю. Уваров В. В. Филиппов Г. И. Белый и др.; Под ред. В. В. Горева. - 2-е изд. испр. - М.: Высш. шк. 2002. - 528 с.: ил.
ГОСТ 27772-88 «Прокат для строительных стальных конструкций. Общие технические условия» (с Изменением N 1)

icon МК. Титульник. Плотников М.П.docx

МИНИСТЕРСТВО ОБРАЗОВАНИЯ И НАУКИ РОССИЙСКОЙ ФЕДЕРАЦИИ
НОВОСИБИРСКИЙ ГОСУДАРСТВЕННЫЙ
АРХИТЕКТУРНО-СТРОИТЕЛЬНЫЙ УНИВЕРСИТЕТ (СИБСТРИН)
Кафедра металлических и
деревянных конструкций
Металлические конструкции включая сварку
Курсовой проект по теме:
«Стальной каркас одноэтажного производственного здания со встроенной рабочей площадкой»
Пояснительная записка:
г. Новосибирск 2019 г.
up Наверх