Стальной каркас одноэтажного промышленного здания 168 х 36 м в г. Анадырь

ГЧ КП МК ПГС-401 Федорков А.С..dwg

Таблица отправочных марок
Схема связей по верхнему поясу
Схема связей по колоннам
Схема связей по нижнему поясу
Общий вид колонны К-1
-Сварной шов видимый заводской -Сварной шов невидимый заводской -Сварной шов видимый монтажный -Сварной шов невидимый монтажный
Материал колонны С235
опорная плита марки С345 2. Сварка полуавтоматическая и ручная 3. Контроль качества швов визуальный 4. Материал фундамента В12.5 5. Защита конструкций от коррозии достигается окраской масляными красками
Геометрическая схема фермы q*;
Материал фермы - сталь С245 ГОСТ 27172-88 2. Сварка полуавтоматическая и ручная 3. Сварка вручную производить электродами Э-42 4. Контроль качества сварных швов визуальный

ПЗ КП ТИТУЛЬНИК И СОДЕРЖАНИЕ.docx

Министерство науки и высшего образования Российской Федерации
ФГБОУ ВО «Брянский государственный инженерно-технологический университет»
Кафедра «Строительные конструкции»
по дисциплине: «Металлические конструкции включая сварку»
на тему: «Стальной каркас одноэтажного промышленного здания»
КП-02068025-08.03.01.102.20-ПЗ
Группа ПГС-401 № зачетной книжки 17-8.102
Компоновка поперечной рамы4
Проверочный расчет типовой подкрановой балки7
Нагрузки на поперечную раму13
Расчёт и конструирование стропильной фермы37
Список используемой литературы45
Рамой называют каркасную плоскую систему состоящую из элементов обеспечивающих пролет – ригелей и элементов обеспечивающих высоту – стоек.
Основным типом каркасов в которых используются рамные конструкции являются обычные каркасы состоящие из отдельных плоских рам установленных поперёк здания и объединенных прогонами распорками и связями для обеспечения прочности устойчивости и жёсткости в продольном направлении. Жёсткость здания в поперечном направлении обеспечивается самими рамами. В пространственных каркасах рамные конструкции объединяются в единую пространственную систему и работают совместно как единая конструкция при действии вертикальных и горизонтальных нагрузок.
Использование того или иного вида рам их статической схемы и типа сечения определяются размерами и конфигурацией проектируемого здания наличием соответствующего технологического оборудования и другими факторами.
Компоновка конструктивной схемы каркаса
1.Разбивка сетки колонн
Шаг колонн в плане с учетом задания В = 6 м L = 36 м. Размещение колонн с разделением на температурные блоки показано на рис.1.
Рисунок 1 – Размещение колонн в плане
2.Компоновка поперечной рамы
Схема поперечной рамы и ее элементов показана на рис.3. Параметры и схему мостового крана принимаем по ГОСТ 7464-55 в зависимости от заданной грузоподъемности крана Q = 8020 тс (режим работы 5К) и пролета цеха L = 36 м.
Габариты крана (табл.2 прил.):
высота крана Нк = 4000 мм;
ширина крана В2 = 9100 мм;
база крана К = 4350 мм;
свес крана В1 = 400 мм;
число колес на одной стороне крана n = 4;
число колес тележки n' = 4;
число тормозных колес тележки n'o = 2;
высота подкрановой балки hб = 990+12+16=1018 мм (балка БбН - 6).
Силовые характеристики крана:
максимальное давление колеса на подкрановые рельсы Fк1ma
вес тележки Gт = 380 кН;
вес крана с тележкой Gк = 1500 кН;
тип кранового рельса КР-120;
высота и момент инерции рельса hр = 150 мм; Ix= 2885см2.
Рисунок 2 – Расчетная схема к определению размеров рамы
2.1. Вертикальные размеры колонны
Расстояние от головки кранового рельса до низа фермы (рис.2)
Н2 = Нк + 100 + a = 4000 + 100 + 300 = 4400 мм
Полная высота цеха от уровня пола до низа стропильной фермы:
Но = Н1 + Н2 = 10000 + 4400 = 14400 мм
Размер Но принимается кратным 06 м. Унификация производится за счет изменения Н1 в большую сторону принимаем 14400 мм.
Высота верхней части колонны
Нв = Н2 + hб + hр = 4400 + (1018 + 20) + 200 = 5638 5640 мм
Размер нижней части колонны
Нн = Н0 – Нв + hз = 14400 – 5640 + 1000 = 9760 мм
Общая высота колонны рамы от низа базы до низа строительной конструкции (фермы)
Н = Нн + Нв = 9760+5640 = 15400 мм.
Высота части колонны в пределах опирания ригеля Нф= 2200 мм.
2.2. Горизонтальные размеры колонны
Так как грузоподъемность мостового крана Q = 80 т.Требуемая высота сечения верхней части колонны по условиям жесткости
Привязка колонны к продольной разбивочной оси здания по правилам унификации b0 = 500 мм. Расстояние от разбивочной оси до оси подкрановой балки
Размер принимаем кратным 250 мм = 750 мм.
Высота сечения нижней части колонны
hн = bо + = 500+7500 = 1250 мм
что больше требуемой из условия обеспечения жесткости цеха в поперечном направлении мм.
Пролет мостового крана
lк = L - 2 = 36000 - 2750 = 34500 мм.
Сечение верхние и нижние части колонны принимаем сквозным – с решеткой из одиночных уголков.
Все определенные параметры рамы каркаса показаны на рисунке 2.
3.Разработка схемы связей по шатру здания и колоннам
3.1.Связи по покрытию
3.2. Связи по колоннам
Рисунок 3 – Система связей по покрытию и колоннам
Проверочный расчет типовой подкрановой балки
Пролет подкрановой балки равен шагу колонн вдоль здания
Ry = 345 МПа (при t = 10 20 мм).
1. Нагрузки на подкрановую балку
Для крана грузоподъемностью 8020 тс группы режима работы 5К наибольшее вертикальное усилие на колесе Fк1ma вес тележки Gт = 380 кН; вес крана с тележкой Gк = 1500 кН; тип кранового рельса КР-100. В целях упрощения расчета принимаем
= (Fк1max + Fк2max)2 = (410+430)2 = 420 кН.
Нормативное значение горизонтальной нагрузки на одно колесо
= 005(98Q + Gт)n=005*(98*800+380)4=94 кН
Расчетные значения усилий на колесо крана определяем с учетом коэффициента надежности по назначению n = 095.
Тк = n f f2 = 0951085194 = 76 кН
2. Расчетные усилия в подкрановой балке
Значения усилий и от единичных нагрузок на балке (см. табл.7 прил.) установленных по схеме (рис.4) = 26 м; = 242.
Расчетные усилия в подкрановой балке от мостовых кранов:
момент в вертикальной плоскости
М = Fк = 26*3392 = 88192 кНм;
момент в горизонтальной плоскости
Мт = Тк = 26*76= 1976 кНм;
поперечная сила в вертикальной плоскости
Q = Fк =242*3392= 82076 кН;
поперечная сила в горизонтальной плоскости
Qт = Тк = 242*76 = 1839 кН.
Расчетные усилия от собственного веса подкрановой балки с размерами сечения балки по табл.6 прил. (рис.5) : bf.в = 450 мм; tf.в = 16 мм; bf.н = 250 мм; tf.н = 12 мм; hw = 990 мм; tw = 10 мм.
Площадь сечения балки (см. рис.5)
А = bf.вtf.в + bf.нtf.н + hwtw = 45*16+99*1+25*12 = 201 см2.
Масса одного погонного метра балки с учетом конструктивного коэффициента = 12 и коэффициента надежности по нагрузке f = 105
g = f A = 121052010785 = 1988 кгсм = 199 кНм.
Рисунок 4 – Схемы установки кранов:
а) для определения ; б) для определения
Геометрические характеристики сечения подкрановой балки (рис.6):
статический момент инерции относительно оси проходящей по нижней грани нижнего пояса
расстояния до центра тяжести балки
yв = hб – yн = (tf.н +hw +tf.в) – yн = (12+99+16) – 6124 = 4056 см;
момент инерции сечения относительно оси х
Момент сопротивления верхнего волокна балки (точка А)
то же нижнего волокна балки (точка В)
Рисунок 5 – Сечение подкрановой балки
Геометрические характеристики тормозной балки:
Ширина горизонтального листа тормозной балки
1 + 4516 + 08346 = 7481 см2.
Статический момент инерции относительно оси y1
1(55 – 18) + 08346(3462 + 64) = 161894 см3
Расстояние от оси y1 до центра тяжести сечения тормозной балки
Момент инерции сечения относительно оси у
Момент сопротивления точки А
Проверяем нормальные напряжения в верхнем поясе (точка А)
Напряжения в нижнем поясе (точка В)
Прочность стенки на действие касательных напряжений на опоре
Rs=058Ry=058345=200 МПа
Проверка нижнего торца опорного ребра на смятие.
Расчет швов крепящих опорное ребро к стенке балки. Ребро крепится к стенке полуавтоматической сваркой в углекислом газе сварочной проволокой Св-08Г2С d = 14-2 мм.
Принимаем катет шва kf = 10 мм. По табл. 56* [4]: Rwf = 215 МПа; Rwz= 045Run = 045490 = 220 МПа. По табл. 34* f = 08; z = 1.
Так как f Rwf = 08215 = 172 МПа z Rwz = 1220 = 220 МПа проверку выполняем только по металлу шва
МПа Rwf wf c = 215 МПа
где lw = 85f kf = 85081 = 68 см - максимальная расчетная длина флангового
Расчет соединений поясов со стенкой. Поясные листы крепим к стенке автоматической сваркой "в лодочку" под флюсом сварочной проволокой Св-08Г2С d = 14-2 мм соединение тавровое с двусторонними угловыми швами. Принимаем катет шва kf = 8 мм:
Rw = 215 МПа; Rwz = 045Run = 045490 = 220 МПа; f = 09; z = 105.
Так как f Rwf = 09215 = 1935 МПа z Rwz = 105220 = 231 МПа проверку выполняем только по металлу шва.
Статический момент верхнего поясного листа относительно оси х- х
Sx = bf.вtf.в(ув - 05tf.в) = 451.6(40.56 - 051.6) = 2862.72 см3.
Рисунок 6 – Местные напряжения в стенке подкрановой балки
Условная длина распределения местного давления под колесом крана llf
где с - коэффициент принимаемый для сварных и прокатных балок 325;
Горизонтальная составляющая усилия на 1 см длины
Максимальное расчетное давление колеса крана
P = fnf1Fк2max =1109511430 = 494.3 кН
Вертикальная составляющая усилия на 1 см длины
Результирующее усилие в швах на 1 см длины
Результирующие напряжение в швах
МПа Rwf wf c = 215 МПа.
Нагрузки на поперечную раму
Все нагрузки на поперечную раму подсчитываются с учетом коэффициента надежности по назначению n = 095
1. Постоянная нагрузка
Определяем величину постоянной нагрузки на 1 м2 покрытия здания
Таблица 1 – Состав кровли
Конструктивный элемент
Коэф. Наде. по нагрузке γf
Супердиффузионная гидро-изоляционная мембрана Folder*
Профилированный настил из стали толщиной 15 мм
Стальной каркас комплексной плиты 6х3 м
(6 9%)(gn + S0) = 009(045 + 177)
Расчетная равномерно распределенная погонная нагрузка на ригель
q = ngbфcos = 0950761 = 399 кНм
Опорная реакция ригеля рамы
Fф = qL2 =399362 = 7282 кН
Расчетный вес колонны: верхняя часть (20% веса)
нижняя часть (80% веса)
Поверхностная масса стен gс=50 кгм2; переплетов с остеклением - 35 кгм2. Нагрузка на верхнюю часть колонны выше отметки +8760м (см. рис. 7)
Fв.с. = ghс.в.bn f =059240609511 = 2896 кН
Рисунок 7 – Схема для расчета нагрузки от стеновых панелей
Полная постоянная нагрузка F1 приложенная в верхней части колонны на уровне отметки +8762 м (рис. 8)
F1 = Fв + Fв.с. = 1293 + 2896 = 4189 кН.
Нагрузка на нижнюю часть колонны от массы стен и остекления
Fн.с. = gс hс.н.Вn f = (055160 +03536)609511 = 2408 кН
Продольная постоянная нагрузка F2 приложенная к нижней части колонны на уровне верхнего обреза фундамента по оси сечения колонны (рис.9)
F2 = Fн + Fн.с. = 5272 + 2408 = 768 кН.
2. Снеговая нагрузка
Расчетная снеговая нагрузка для статического расчета рамы принимается равномерно распределенной по длине ригеля. По табл.10 прил. нормативное значение веса снегового покрытия Sо на 1 м2 горизонтальной поверхности для V снегового района (г. Оха) составляет 177 кПа. Линейная распределенная нагрузка от снега на ригель:
S = f nSoBф = 140951776 = 1412 кНм
Опорная реакция ригеля от снеговой нагрузки (рис.8)
F3 = SL2 = 1412362 = 25416 кН.
Рисунок 8 – Постоянная и снеговая нагрузки на раму
3. Нагрузки от мостовых кранов
Расчетное давление на колонну к которой приближена тележка крана
Gn = gп.б.BL2 = 046362 = 43.2 кН –
Рисунок 9 – Схема к определению нагрузок на раму от мостовых кранов Q = 8020 т:
Нормативное усилие передаваемое колесами другой стороны крана
Расчетное давление на противоположную колонну
Вертикальное давление кранов приложено с эксцентриситетом
е =05hн=051.25=0625 м по отношению к геометрической оси колонны и в этом сечении возникают сосредоточенные моменты
Mmin = eDmin = 062543927 = 27454 кНм.
Нормативное значение горизонтальной нагрузки направленной поперек кранового пути и вызванной торможением тележки передаваемое одним колесом
Наибольшее горизонтальное давление от двух кранов на поперечную раму вызванное торможением тележки определяем при том же положении их что и при определении вертикального давления
4. Ветровая нагрузка
Нормативное значение ветрового давления для VI-го ветрового района (принимается по карте 3 обязательного приложения 5 СНиП 2.01.07-85)
w=073 кПа. Для типа местности А коэффициенты k учитывающие изменение ветрового давления по высоте z:
Расчетные значения средних составляющих ветровой нагрузки wm на высоте z над поверхностью земли определяем по формуле
wm = n f wo kcB = 09514073k086 = 466*k кНм
Линейная распределенная нагрузка при высоте:
z = 5 м : w5 = 466075 = 35 кНм;
z = 10 м: w10 = 4661 = 466 кНм;
z = Но = 144 м: w144 = 466111 = 517 кНм;
z = 18 м: w18 = 46612= 559 кНм
Рисунок 10 – Схема к определению ветровой нагрузки
Изгибающий момент в защемленной стойке (колонне) от фактической ветровой нагрузки (рис.10)
Эквивалентная равномерно распределенная нагрузка с наветренной стороны
Эквивалентная равномерно распределенная нагрузка с подветренной стороны
Ветровую нагрузку действующую на участке от низа стропильной фермы до конька фонаря заменяем сосредоточенными силами (W W') приложенными на уровне нижнего пояса фермы
Схема приложения ветровой нагрузки показана на рис.11.
Рисунок 11 – Схема приложения ветровой нагрузки
5. Статический расчет поперечной рамы
Статический расчет рамы выполняется в программе STAT результаты расчета обрабатываются и составляются расчетные сочетания усилий в характерных сечениях левой стойки рамы. Расчетные усилия представлены в таблице 2.
Нагрузки и комбинации усилий
для верхней части колонны в сечении 1-1 М = -1352 кНм; N = -300 кН; в сечении 2-2 при том же сочетании нагрузок (1 2 4 5 8) M = -485 кНм;
для нижней части колонны М1 = -825 кНм; N1 = -1347 кН (в сечении 3-3 изгибающий момент догружает подкрановую ветвь); М2 = 1074 кНм; N2 = -1424 кН (в сечении 4-4 изгибающий момент догружает наружную ветвь); Qmax = -210 кН.
Соотношение жесткостей верхней и нижней частей колонны IвIн = 11; материал колонны - сталь С245 бетон фундамента – В20. Расчетная схема колонны представлена на рисунке 12.
1. Определение расчетных длин колонны в плоскости действия момента
Расчетные длины lef1 (нижней части колонны) и lef2 (верхней части колонны) определяем по формуле:
Так как l2l1 = HвHн = 564976 = 058 06 и N1N2 = NнNв = 1424485 = 3.11> 3 значения коэффициентов 1 и 2 определяем по табл.13 прил.
При принятом жестком сопряжении ригеля с колонной верхний конец колонны закреплен только от поворота поэтому коэффициенты 1 = 2 а 2 = 3.
Таким образом для нижней части колонны
для верхней lef2 = 2l2 = 3564 = 1692 м.
2. Подбор сечения верхней колонны
Сечение верхней части колонны принято в виде сварного двутавра высотой hв = 700 мм.
Абсолютный эксцентриситет
Ядровое расстояниесм.
Относительная гибкость.
Рисунок 12 – К расчету колонны
Относительный эксцентриситет
Коэффициент влияния формы сечения определяем по табл.14 прил. Примем в первом приближении Аf Аw = 1:
Приведенный относительный эксцентриситет mf определяем по формуле
mf = m = 13621804= 2457.
По табл.15 прил. при = 188 и mef = 2457; е = 0080
Высота стенки (принимаем предварительно толщину полок tf = 20 мм)
hw = hв - 2tf = 70 - 22 = 66 см
Предельное отношение расчетной высоты стенки к толщине [hw tw]:
по табл.27* при m = 1804 > 1 и = 188 2
= 13 + 015 = 13 + 0151882 = 183 31.
(если uw > 31 то следует принимать uw = 31)
tw = hw548 = 66548 = 13 см.
Поскольку сечение с такой толстой стенкой неэкономично принимаем tw = 8 мм (hwtw = 6608 = 825 > [hwtw] = 548); в расчет включаем только часть площади стенки и в расчетных формулах за значение А принимаем значения Аred вычисленное с высотой стенки hred.
Условная гибкость стенки
k = 12+015= 12+015188 = 148 (при >35 следует принимать =35).
hred вычисляем по формуле
Требуемая площадь поясов
Принимаем полки из широкополочной универсальной стали 340х20 мм; Аf = 68 см2.
Из условия местной устойчивости по табл.29* [4]
т.е. устойчивость обеспечена.
Геометрические характеристики сечения (рис. 12):
Полная площадь сечения
Ао = 2bftf + twhw = 2342 + 0866 = 1888см2
расчетная площадь сечения с учетом только устойчивой части стенки:
А = 2bftf + hred tw = 2342 + 4008 = 168 см2.
Момент инерции сечения относительно оси х-х
Момент инерции сечения относительно оси y-y
Момент сопротивления см3
Ядровое расстояниесм
3. Проверка устойчивости верхней части колонны в плоскости действия момента
Гибкость колонны в плоскости действия момента
Коэффициент влияния формы сечения (по табл. 14 прил.) при АfАw = 342(6608) = 129 > 1 и m > 10:
Приведенный относительный эксцентриситет
mf = m = 136169 = 23.
По табл.15 прил. е = 0080.
Проверяем устойчивость по формуле
4. Проверка устойчивости из плоскости действия момента
Расчетная длина колонны из плоскости действия момента
y = Нв - hпб = 564 – 102 = 462 м
Гибкость по табл.74 [4] y = 0837.
Для определения относительного эксцентриситета m за расчетный момент Мх принимаем наибольший момент в пределах средней длины но не менее 05Мmax (рис. 13)
> 05М1 = 051352 = 676 кНм.
При значении относительного эксцентриситета mх ≥ 10 коэффициент
Проверяем устойчивость верхней части колонны из плоскости действия момента по формуле
Устойчивость верхней части колонны из плоскости действия момента обеспечена.
5. Проверяем устойчивость стенки
Поскольку в расчет введена только часть стенки - проверка устойчивости не требуется. В соответствии с требованиями п.7.21[4] стенку колонны при
следует укреплять поперечными ребрами жесткости расположенными на расстоянии не более 3hw = 366 = 198 см. Принимаем ребро - 70х6 мм:
6. Проверка прочности (в упругой стадии)
В соответствии с п.5.24* [4] расчет на прочность выполнять не требуется так как приведенный эксцентриситет mf = 169 > 2.
7. Подбор сечения нижней части колонны
Сечение нижней части колонны сквозное состоящее из двух ветвей соединенных решеткой. Высота сечения hн = 1250 мм. (см.п.1.2.). Расчетные усилия по табл. 2:
М1 = -825 кНм; N1 = -1347 кН (изгибающий момент догружает подкрановую ветвь);
М2 = 1074 кНм; N2 = -1424 кН (изгиающий момент догружает наружную ветвь); Qmax = -210 кН.
Принимаем zо = 10 см; hо = h - zо = 125 -10 = 115 см (рис. 12).
Определяем ориентировочное положение центра тяжести
8. Подбор сечения ветвей колонны
Расчетная длина = 0805 табл.72. Требуемая площадь сечения ветви см2.
Принимаем 35Ш1 широкополочный с параллельными гранями полок:
А = 9567 см2; iy( ix(y) = 584 см.
Проверяем несущую способность
Наружная ветвь. Расчетная длина = 0805. Требуемая площадь сечения ветви
Геометрические характеристики ветви( 35Ш1):
h = 340 мм b = 250 мм s = 95 мм t = 125 мм;
А = 9567 см2 iy( i Iy( Ix(y) = 3260 см4 .
Из условия равноустойчивости ветвей колонны в плоскости и из плоскости рамы определяем требуемое расстояние между узлами решетки:
Принимаем lв = 250 см разделив нижнюю часть колонны на целое число панелей.
Расчет решетки подкрановой части колонны. Поперечная сила в сечении колонны Qmax = -210 кН. Условная поперечная сила
Qfic = 02А = 02(А1 + А2) = 02(9567+9567) = 383 кН Qmax = 210 кН.
Расчет решетки проводим на Qmax = 210 кН.
Усилие сжатия в раскосе
Задаемся = 100; = 0542; с = 075 (так как раскосы являются сжатыми элементами из одиночных уголков прикрепленными к ветвям колонны одной полкой). Требуемая площадь раскоса
Принимаем равнополочный уголок 110х8 (ГОСТ 8509-93):
А = 172 см; imin = 218 см
Напряжения в раскосе
МПа Ryc = 230075 = 1725 МПа.
Проверка устойчивости колонны в плоскости действия момента как единого стержня. Геометрические характеристики всего сечения:
А = Ав1 + Ав2 = 9567+9567 = 19134 см.
Статический момент сечения относительно оси проходящей через геометрическую ось подкрановой ветви
S = Ав2(hв - zо) = 9567(125 - 10) = 110002 см3.
Расстояния до центра тяжести сечения колонны
y1 = SA = 11000219134 = 575 см;
y2 = hн – y1 –z0 = 125– 575 –10 = 575 см;
h0 = y1 + y2 = 575+575 = 115 см.
Радиус инерции сечения и гибкость стержня
Приведенная гибкость
где 1 – коэффициент зависящий от угла наклона раскоса к ветви α и определяемый по формуле
= 10ld3(h02l)=1016293(1152625) = 523
где ld – расчетная длина раскоса
Ар1 = 2172 = 344 см2 - площадь сечения раскосов по двум граням сечения колонны.
Для комбинации усилий догружающих подкрановую ветвь (сечение 3-3):
М1 = -825 кНм; N1 = -1347 кН
По табл.16 коэффициент е = 0461
Для комбинации усилий догружающих наружную ветвь (сечение 4-4):
М2 = 1074 кНм; N2 = -1424
е = 0559; МПа Ryc = 230 МПа
Устойчивость сквозной колонны как единого стержня из плоскости действия момента проверять не нужно так как она обеспечена проверкой устойчивости отдельных ветвей.
9. Расчет и конструирование узла сопряжения верхней и нижней частей колонны
Для передачи усилий от верхней части колонны к нижней и опирания подкрановых балок принимаем одноступенчатую траверсу (рис.14).
Для получения достаточной жесткости назначаем высоту траверсы hтр = 08hн = 08125 = 100 см. Нагрузка от давления подкрановых балок на колонну Dma Rр= 350 МПа). Минимальная толщина стенки траверсы по условию ее работы на смятие
Здесь bop = 25 см - ширина опорного ребра подкрановой балки (см. п.2.2.); tпл = 2 см - толщина опорной плиты.
Принимаем для стенки траверсы лист - 1000х20 мм.
Размеры горизонтальных листов принимаем конструктивно:
нижнего листа – 260х20 мм; bн.л = 260 мм tн f = 20 мм;
верхних листов - 2 листа 125х16 мм. Для удобства наложения монтажных швов верхние листы смещаем вниз на 200 мм от верхнего обреза (рисунок 14).
Расчет примыкания верхней части колонны к нижней. Расчетная комбинация усилий в сечении над уступом (сечение 2-2)
М = -470 кНм; N = -368 кН (загружения 1 2)
Соединение верхней части колонны с нижней осуществляется стыковыми швами по всему периметру сечения верхней части колонны (рис.14). Расчетное сопротивление сварного стыкового шва на растяжение при ручной дуговой сварке Rwy = 085Ry = 085220 = 187 МПа.
Геометрические характеристики сварного стыкового шва равны геометрическим характеристикам сечения подкрановой части колонны
Аш = Ао = 1888 см2; Wх.ш = Wх = 5039 см3. (см.п.4.2.).
Проверяем прочность сварного стыкового шва:
наружная полка (момент разгружает полку)
внутренняя полка (момент догружает полку)
Рисунок 14 - Узел сопряжения верхней и нижней частей колонны
Расчет траверсы. В качестве расчетной схемы траверсы принимаем однопролетную балку опертую на ветви подкрановой части колонны (рис. 14). Для упрощения расчета и несколько в запас прочности считаем что усилия от верхней части колонны передаются на траверсу только через полки. Тогда приведенное усилие в полках при М = -470 кНм; N = -368 кН:
Максимальный изгибающий момент в траверсе
Mmax = P·(hвhн)·(hн – hв) = 855·(07125)·(125 – 07) =2633 кН·м.
Поперечная сила на опоре подкрановой ветви
Q = P·(hвhн) = 855·(07125) = 4788 кН.
Геометрические характеристики сечения траверсы (рис. 14):
Положение центра тяжести траверсы
yв = hтр –yн = 100 – 468 = 532 см.
Момент инерции сечения траверсы относительно оси х-х
Минимальный момент сопротивления сечения
Wmin = Ix yв =331022532 = 6222 см3.
Проверяем прочность траверсы
==423 Мпа Ryγc = 230 МПа.
Максимальная поперечная сила в траверсе с учетом усилия от кранов
Qmax = Qв + kDmax = 4788 + 1211176109 = 1686 кН.
Коэффициент k = 12 учитывает неравномерную передачу усилия Dmax а коэффициент = 09 учитывает 2-е основное сочетание нагрузок.
Для крепления вертикального ребра траверсы к стенке траверсы и для крепления траверсы к подкрановой ветви применяем полуавтоматическую сварку проволокой марки Св-08; d = 2 мм; f = 09; z = 105; для крепления вертикальных ребер назначаем катеты шва kf = 6 мм; Rwf = 215 МПа; Rwz = 1665 МПа.
fRwfwfc = 0921511 = 193 МПа;
zRwzwzc = 105166511 = 175 МПа
Для крепления траверсы принимаем kf = 9 мм
10. Расчет и конструирование базы колонны
Принимаем базу раздельного типа с фрезерованными торцами ветвей колонны. Расчетные комбинации усилий в нижнем сечении колонны (сечение 4-4):
М = -374 кНм; N = -191 кН (для расчета базы подкрановой ветви);
М = 1074 кНм; N = -1424 кН (для расчета базы наружной ветви).
Усилия в ветвях колонны:
подкрановая ветвь кН;
Расчет базы наружной ветви.
Определение размеров опорной плиты.
Размер опорной плиты в плане определяется исходя из условия прочности бетона фундамента смятию под плитой:
– коэффициент (зависит от отношения площадей фундамента и плиты) = 12;
Rb – прочность бетона осевому сжатию (для бетона класса В20 Rb =115 МПа).
По конструктивным соображениям свес плиты должен быть не менее 70 мм. Назначаем длину плиты базы колонны:
Lpl = h + 271 = 338 + 271 = 480 мм.
Принимаем плиту с размерами в плане 480х290 мм из-за конструктивных особенностей. Принимая площадь по обрезу фундамента 680х490 мм уточняем значение коэффициента:
следовательно перерасчет плиты не требуется.
ЗдесьAf = (Bpl +2a)(Lpl + 2b) = (29 + 210)(48 + 210) =3332 см2.
a = 10 см b=10 см – расстояния от края опорной плиты базы колонны до наружной грани подколонника.
Рисунок 15 – База колонны
Вычисляем значение равномерно распределенной нагрузки на плиту снизу равной реактивному давлению фундамента:
участок 1 (плита опертая по четырем сторонам):
Отношение большей стороны участка (b = 313 см) к меньшей (а = 12 см):
По табл. 18 определяется коэффициент = 0125.
Максимальный момент в плите участка 1 в направлении короткой стороны а будет равен:
Требуемая толщина плиты:
> 2 см – максимальной толщины стали С245 табл. 51*. Принимается для плиты сталь С345. При толщине проката 20 40 мм Ry = 300 МПа.
участок 2 (плита опертая по трем сторонам):
В пластинке опертой по трем сторонам изгибающий момент в середине свободного края. Участок 2 рассматривается как консольный т.к. отношение bс =2575=333 > 2
Участок 3 (консольная плита):
Назначается толщина листа траверсы ttr = 10 мм и определяется вылет консольной части плиты:
Принимаем толщину плиты 25 мм.
Прикрепление траверсы к колонне выполняется полуавтоматической сваркой в среде углекислого газа сварочной проволокой Св-08Г2С d = 14 2 мм. Максимальный катет углового шва kf = 8 мм. Соответствующие характеристики: Rwf = 215 МПа Rwz =1665 МПа; f = 09; z = 105. Расчет выполняется по металлу границы сплавления так как fRwf =09215=193 МПа > zRwz=1051665 = 175МПа.
Необходимая длина сварного шва крепления траверсы и ребра к ветвям колонны:
Т.к. lw = 308 мм то принимаем минимальную высоту траверсы htr = 320 мм.
Крепления траверсы к плите принимаем конструктивно kf = 8 мм по табл. 38*[1].
Проверяется траверса на изгиб и срез.
Нагрузка на 1 см длины ребра:
qtr = 12145 = 174 кНсм.
Изгибающий момент в месте приварки ребра к ветви колонны:
Qtr = qtr a = 17.4 71 = 123.5 кН.
Момент сопротивления листа ребра:
Проверяется прочность ребра по нормальным напряжениям:
по касательным напряжениям:
следовательно прочность траверсы обеспечена.
Расчет и конструирование стропильной фермы
1. Расчетная схема ригеля
Решетчатый ригель поперечной рамы при жестком его сопряжении с колоннами работает как упругозащемленная на опорах однопролетная балочная конструкция. Статический расчет ригеля на вертикальную нагрузку производится от веса фермы g и снеговой нагрузки S. Расчетная схема фермы представлена на рисунке 16.
2. Сбор нагрузок на ферму
При определении усилий в стержнях фермы (ригеля) должны быть рассмотрены следующие загружения: постоянная нагрузка по всему пролету и снеговая нагрузка по всему пролету
Рисунок 16 – Схема постоянной и снеговой нагрузки приведение этих нагрузок к узловым
Постоянная нагрузка.
Нагрузка на покрытие берется по таблице 1.
g' = gn = 07095 = 067 кНсм2
Расчетная линейная нагрузка на ферму с ширины равной шагу стропильных ферм B = 6 м
qф = g’B = 0676 = 399 кНм.
Полное нормативное значение снеговой нагрузки на горизонтальную проекцию покрытия
S = S0 = 1771 = 177 кНм2
где - коэффициент перехода от веса снегового покрова земли к нагрузке на покрытие =1 так как 250;
S0 - нормативное значение веса снегового покрова на 1 м2 горизонтальной поверхности земли S0 = 177 кНм2 – для II-го снеговой района.
Расчетная линейная нагрузка на ферму с ширины равной шагу стропильных ферм
qs = γf γn S B = 14 095 177 6 = 1412 кНм
где γf – коэффициент надежности по нагрузке для снеговой нагрузки принимаем γf = 14.
Полная расчетная линейная нагрузка на ферму составит
qф + qs = 177+1412 = 1589 кНм.
3 Определение усилий в стержнях фермы
Рисунок 17- Номера стержней и эпюра усилий N ферме
Усилия в стержнях фермы были определены при помощи программы SCAD. В результате расчета получены значения усилий в стержнях фермы представленные в таблице 3.
Таблица 3 – усилия в стержнях фермы
*Таблица составлена для левой половины фермы усилия в правой части симметричны относительно стержня 31.
4. Подбор и проверка сечений стержней ферм
Подбор сечений элементов фермы оформляем в виде сводной таблицы (таблица 4) в которой отражены все расчетные характеристики стержней. Сечение считается выбранным удачно если любой профиль меньшего поперечного сечения уже не удовлетворяет условиям прочности устойчивости или предельной гибкости.
4.1. Подбор сечений верхнего пояса
Сечение верхнего пояса ферм при пролете 30 м сечение рекомендуется изменять один раз обычно в четвертом от опоры узле.
Максимальное сжимающее усилие верхнего пояса до изменения сечения N = -761631 кН (стержни 4-9). Расчетная длина в плоскости фермы lo тогда = 06864 по табл. 72 [4]
Принимаем труба квадратная 160*8 (по ГОСТ 12336-66) с геометрическими характеристиками: А = 459 см2; i iy =691 см.
Максимальное усилие верхнего пояса после изменения сечения N = -596766 кН (стержни 231011). Расчетная длина в плоскости фермы lo тогда = 0686 по табл. 72 [4]
Принимаем тавр 160*6 (по ГОСТ 12336-66) с геометрическими характеристиками: А = 354 см2; i iy = 621 см.
4.2. Подбор сечений нижнего пояса
Гибкость пояса в сжатой панели не должна превышать предельной [400]. Предельные гибкости растянутых стержней в соответствии с табл.20* [4].
Максимальное растягивающее усилие нижнего пояса N = 750138 кН (стержни 14-17).
Принимаем сечение из двутавра 125*8 (по ГОСТ 12336-66) с геометрическими характеристиками: А = 327 см2;
Максимальное растягивающее усилие нижнего пояса после изменения сечения N = 37237 кН (стержни 14-17). Расчетная длина в плоскости фермы lox = 600 см из плоскости - loy = 600 см.
Принимаем тавр 125*4 (по ГОСТ 12336-66) с геометрическими характеристиками: А = 187 см2; i iy = 489 см.
4.3. Подбор сечения опорного раскоса
Для уменьшения расчетной длины сжатого опорного раскоса в плоскости фермы устанавливаем дополнительный нулевой раскос тогда расчетная длина предельная гибкость [] = 120. Порядок расчета аналогичен расчету верхнего сжатого пояса. Задаемся = 90; тогда = 0612 по табл. 72 [4]
По таблицам сортамента (квадратные трубы ГОСТ 8639-68) принимаем трубу 110х9 с геометрическими характеристиками: А = 3637 см2; i iy = 409 см.
4.4. Подбор сечения раскосов и стоек
) N = -174137 кН N = 289648 кН (стержни 19202728) предельная гибкость [] = 120. Задаемся = 90; тогда = 0612 по табл. 72 [4]
По таблицам сортамента (квадратные трубы 54157-2010 принимаем трубу 100х35 с геометрическими характеристиками: А = 1319 см2; i iy = 391 см.
) N = 119.906 N = -72566 (стержни 232431) предельная гибкость [] = 120. Задаемся = 90; тогда = 0612 по табл. 72 [4]
По таблицам сортамента (квадратные трубы ТУ 36-2287-80 принимаем трубу 80х3 с геометрическими характеристиками: А = 924 см2; i iy = 314 см.
) N = 70071 N = -56764 (стержни 2122252629303033) предельная гибкость [] = 120. Задаемся = 90; тогда = 0612 по табл. 72 [4]
По таблицам сортамента (квадратные трубы ГОСТ Р 54157-2010) принимаем трубу 70х3 с геометрическими характеристиками: А = 781 см2; i iy = 271 см.
Таблица 4 – Результат подбора сечений фермы
Сечение раскосов 41 40 принимаем конструктивно из квадратной трубы сечением 70*3.
В случае одностороннего примыкания к поясу двух элементов решётки с усилиями разных знаков элементы из ЗГСП профилей при d`D=110160=06809 при dD=100160=06309 и cb`=13100=01305 cb=13110=01205 следует проверять по формуле:
Рисунок 18 – К расчёту верхнего узла фермы
где γс=105 для сжатых элементов стержневых конструкций покрытий;
γD=15-F(ARy)=15-07=08
при F(ARy)=59641·103(354·240·100)=07>05;
f=(D-d)2=(16-11)2=25см
- несущая способность пояса на продавливание не обеспечена.
где γс=095для растянутых элементов сварных стержневых конструкций покрытий;
γd=12 при растяжении;
f=(D-d)2=(16-10)2=3см
- несущая способность пояса на вырывание не обеспечена.
Применяем опорную пластину 20х130 мм.
Несущая способность сварных швов. Для сварного соединения элементов фермы принимаем материалы Св-08ГА тип электрода Э46. Rwf=200Мпа. Сварка полуавтоматическая с катетом шва 12 мм.
где f=09 по табл. 34*
kf= 6 мм – катет шва
d`D=100125=0809 dD=100125=0809 и cb`=08100=00105 cb=08100=00105
Принимаем γD = 1 т. к при
F(ARy)=372.37·103(327·240·100)=047405;
f=(D-d)2=(125-10)2=125 см
Рисунок 19- К расчёту нижнего узла фермы
- несущая способность пояса на продавливание обеспечена.
F(ARy)=372.37·103(327·240·100) =04705;
f=(D-d)2=(12.5-10)2=1.25см
- несущая способность пояса на вырывание обеспечена.
Несущая способность сварных швов. Для сварного соединения элементов фермы принимаем материалы Св-08ГА тип электрода Э46. Rwf=200Мпа. Сварка полуавтоматическая с катетом шва 6 мм
- несущая способность сварного шва обеспечена
Узел примыкания к колонне.
dD=110125=08809 и cb=0129=005
Принимаем γD =15-F(ARy)=15-109=041 т. к при
F(ARy)=490728·103(187·240·100)=109>05;
f=(D-d)2=(125-11)2=075 см
- несущая способность пояса на продавливание не обеспечена. Применим пластину в плоскости стыка сечением 20х150 мм.
Список используемой литературы
ГОСТ 19903-2015 Прокат листовой горячекатаный. Сортамент. - М.: Стандартинформ 2016. – 56с.
ГОСТ 30245-2003 Профили стальные гнутые замкнутые сварные квадратные и прямоугольные для строительных конструкций. Технические условия.- М.: Стандартинформ 2013. – 38с.
ГОСТ 8239-89 Двутавры стальные горячекатаные. Сортамент. - М.: Стандартинформ 2010. – 58с.
Пикин Д.Ю. Стальной каркас одноэтажного промышленного здания. Учебное пособие для дневного вечернего и заочного отделений. – Брянск 2019 г. – 63 с.
СНиП II-23-81*. Стальные конструкции Госстрой СССР. – М.: ЦИТП Госстроя СССР 1990. – 96 с.;
СНиП 2.01.07-85. Нагрузки и воздействия Госстрой СССР. – М.: ЦИТП Госстроя СССР 1987. – 36 с.;
Расчет выполнен по СНиП II-23-81*
с расчетным сопротивлением по временному сопротивлению Ru=38735.984 Тм2
с расчетным сопротивлением по пределу текучести Ry=27522.936 Тм2
Коэффициент надежности по ответственности n = 1
Очертание поясов фермы
Число панелей нижнего пояса
Раскрепления из плоскости
Раскрепления из плоскости заданы пользователем
Сечение верхнего пояса
Профиль: Квадратные трубы по ГОСТ Р 54157-2010 180x4.0
Сечение нижнего пояса
Профиль: Квадратные трубы по ГОСТ Р 54157-2010 110x6.5
Профиль: Квадратные трубы по ГОСТ 25577-83* 110x3
Профиль: Трубы стальные квадратные по ГОСТ 8639-68 42x3
Сечение опорных раскосов
Профиль: Квадратные трубы по ГОСТ 30245-94 160x4
Загружение 1 - постоянное
Коэффициент надeжности по нагрузке: 1.1
Коэффициент включения собственного веса: 1.05
Равномерно распределенная нагрузка - кНм
Сосредоточенная сила - кН
Элементы верхнего пояса
Элементы нижнего пояса
Элементы опорных раскосов
Элементы опорных стоек
Коэффициент использования
Прочность верхнего пояса
Устойчивость верхнего пояса в плоскости фермы
Устойчивость верхнего пояса из плоскости фермы
Гибкость верхнего пояса
Прочность нижнего пояса
Гибкость нижнего пояса
Устойчивость стоек в плоскости фермы
Устойчивость стоек из плоскости фермы
Устойчивость раскосов в плоскости фермы
Устойчивость раскосов из плоскости фермы
Прочность опорных раскосов
Устойчивость опорных раскосов в плоскости фермы
Устойчивость опорных раскосов из плоскости фермы
Гибкость опорных раскосов
Коэффициент использования 0.994 - Устойчивость верхнего пояса в плоскости фермы
Отчет сформирован программой Кристалл (64-бит) версия: 21.1.1.1 от 22.07.2015