Конструкции рабочей площадки промышленного здания

Исправленный печать.dwg

Монтажная схема балочного перекрытия М 1:400
Примечание 1. Неоговоренные узлы крепления балок выполнять в соответствии с рекомендациями типовой серии 2.440-2 2. Все неоговоренные швы (болты) незначить по расчетным усилиям указанных в ведомостях элементов. 3. Монтаж конструкций вести в соответствии со СНиП 2-18-75*. 4. Разделку кромок под сварку и сварные швы выполнить в соответствии с требованиями ГОСТ 5264-80* 5.Узел Б1Б2 см лист2 6.Узлы Б3Б2 Б3`Б2 см лист3
Примечание количество
ВСт3пс6-2ГОСТ 82-70*
Ведомость элементов по проекту ВСт3пс6-2 ГОСТ 27772-88
I №35Б1 ГОСТ 26020-83
I №40Б2 ГОСТ 26020-83
Конструирование рабочей площадки промышленного здания
МОиН РФ МО КР КРСУ ф-т АДиС кафедра "Строительства
Монтажная схема Разрезы 1 - 1
- 2 Ведомость элементов Примечание
Отправочная марка Б-2 Б-3 Б-3 Узлы Б3Б2 Б3`Б2. Спецификация стали
Спецификация на 1 элемент Б-2 ВСт3пс6-2 ГОСТ ГОСТ 27772-88
На сварные швы 2% = 10
Торец строгать 4 отв d=27
Снять фаску 16 отв d=27
Колонна К3. Спецификация стали. База оголовок колонны
Примечание 1. Разделку кромок деталей под сварку в соединениях со швами и полным проваром выполнять в соответствии с ГОСТ 5264 - 80* 2. Диаметр анкерных болтов принять d=30мм 3. Все не оговоренные швы выполнять =6мм 4. Варить электродами типа Э42 Э42А 5. Монтажная схема на листе 1 - КМ
Спецификация на 1 элимент К - 3 ВСт3пс6-2 ГОСТ 27772-88
Фасон ГОСТ 26020 -83
На сварные швы 2% = 27
Отправочная марка Б-1
-5 Узел Б1Б2 Спецификация стали Примечание
Спецификация на 1 элемент Б-1 ВСт3пс6-2 ГОСТ 27772-88
На сварные швы 2% = 37
Торец строгать 8 отв d=27
На сварные швы 2% = 42
Б-3 Б-3` I№35Б1 13штук
Примечание 1. Монтажная схема на листе 1 - КМ 2. Варить электродами типа Э42 Э42А 3. Все не оговоренные швы выполнять =6мм 4. Все отверстия E 27 мм

МК оформление.docx

МИНИСТЕРСТВО ОБРАЗОВАНИЯ И НАУКИ РОССИЙСКОЙ ФДЕРАЦИИ
МИНИСТЕРСТВО ОБРАЗОВАНИЯ И НАУКИ КЫРГЫЗСКОЙ РЕСПУБЛИКИ
КЫРГЫЗСКО – РОССИЙСКИЙ СЛАВЯНСКИЙ УНИВЕРСИТЕТ
ФАКУЛЬТЕТ АРХИТЕКТУРЫ ДИЗАЙНА И СТРОИТЕЛЬСТВА
КАФЕДРА «СТРОИТЕЛЬСТВО»
по дисциплине: «Металлические конструкции вкл. техн. сварки»
на тему: «Конструкции рабочей площадки промышленного здания»
Выбор рациональной схемы балочного покрытия.
Для начала выбираем марку стали из которой будет выполняться балочная клетка. По СниП принимаем сталь марки ВСт3 пс 6 – 1 ТУ-14-1-3023-80 толщиной проката t = 11 – 20 мм
Листовая Rу = 265 кНсм Ru = 37 кНсм Rs=0.58Ry
Фасонная Rу = 275 кНсм Ru = 38 кНсм
где Rу – расчетное сопротивление стали растяжению сжатию изгибу по пределу текучести;
Ru – то же по временному сопротивлению.
вариант балочной клетки (нормальный тип).
Дано: А=13 м; В=6.5 м; Рвр=28 кНм настил из листа Rу = 275 кНсм.
Т.к. Рвр=28 кНм (21 Рвр 30 кНм) то толщина настила tн=12 мм.
g=0942 кНм - собственный вес настила.
Схема балочной клетки. Нормальный тип балочной клетки
)Рассчитываем нормативную погонную нагрузку
2 (28+0.942) 1= 29.52 кНп.м
)Расчетная погонная нагрузка:
= 102 ( 28 12 + 0942 11) 1=35329кНп.м
р = 12 – коэффициент надежности по нагрузке;
св = 11 – коэффициент надежности по собственному весу;
аб.н. – шаг балок настила.
)Максимальный изгибающий момент и максимальная перерезывающая сила:
= 18658 кНм = 18658 кНсм
)Подбираем требуемый момент сопротивления:
γс – коэффициент условия работы = 1.
с = 1 – коэффициент условий работы.
Согласно сортамента принимаем балку двутавровую (ГОСТ 26020-83)
I № 35Б1 для которой Wy = 5817 см; J P=389кгм; h=346см; b=155см; t=085см; А=4953см2
)Проверка по напряжению
Перенапряжение на 44%
)Проверяем подобранный двутавр по прогибу:
)Допустимый прогиб:
Окончательно согласно проверкам принимаем балку двутавровую (ГОСТ 26020-83) I № 35Б1 для которой Wy = 5817 см; J P=389кгм; h=346см; b=155см; t=085см; А=4953см2
)Расход металла 1 м перекрытия:
толщина настила tн=14 мм.
собственный вес настила g=11 кНм
шаг балок настила a=13м
2 (28+11) 13= 3859 кНп.м
= 102 ( 28 12 + 11 11)13=4616кНп.м
= 24378 кНм = 24378 кНсм
I № 40Б1 для которой W J P=481кгм; h=392см; b=165см; t=095см; А=6125см2
)Проверяем подобранный двутавр на прогиб:
Окончательно согласно проверкам принимаем балку двутавровую (ГОСТ 26020-83) I № 40Б1 для которой W J P=481кгм; h=392см; b=165см; t=095см; А=6125см2
вариант балочной клетки (усложненный тип).
шаг вспомогательных балок аВс.б=4333
= 108.33 кНм = 10833 кНсм
I № 26Б2 для которой W J P=312кгм; h=261см; b=12см; t=1см; А=39.7см2
Окончательно согласно проверкам принимаем балку двутавровую (ГОСТ 26020-83) I № 26Б2 для которой W J P=312кгм; h=261см; b=12см; t=1см; А=39.7см2
Рассчитываем вспомогательную балку.
2 (28+11+) 4.333= 129.99 кНп.м
= 102 [ 28 12 + (11+0.362) 11]4.333=155.61 кНп.м
Авс.б. – шаг вспомогательных балок.
= 82182 кНм = 82182 кНсм
I № 60Б1 для которой W J P=1062кгм; h=593см; b=230см; t=155см; А=13526см2
Окончательно согласно проверкам принимаем балку двутавровую (ГОСТ 26020-83) I № 60Б1 для которой W J P=1062кгм; h=593см; b=230см; t=155см; А=13526см2
G=gн+gб.нaб.н+gвс.бавс.б=
Технико-экономические показатели расчета балочных клеток.
Кол-во монтажных единиц на ячейку
вариант (нормальный тип)
вариант (усложненный тип)
К дальнейшей разработке принимаем первый вариант балочной клетки по min расходу стали.
Расчет главной балки составного сечения.
Главная балка составного сечения будет выполнена из стали ВСт 3 пс. 6 – 2 Rу = 265 кНсм; Ru = 37 кНсм. ГОСТ 27772-88
Расчётная схема главной балки
) Рассчитываем нормативную погонную нагрузку главной балки:
5(28+0942+0389) 65 = 20018 кНп.м
) Рассчитываем расчетную погонную нагрузку главной балки:
=105(2812+(0942+0389)11)
) Находим максимальный момент и нагрузку:
= 505542 кНм = 814763кНсм
) Определяем требуемый момент сопротивления главной балки:
) Из условия экономичности вычисляем оптимальную высоту балки:
где k – коэффициент для сварных балок постоянного сечения k = 11; t – толщина стенки из расчета:
= 109мм принимаем 10 мм.
) Из условия экономичности вычисляем оптимальную высоту балки:
hopt = 11 = 15193 см.
)Из условия обеспечения требуемой жесткости высота балки должна быть не менее hmin
Принимаем высоту балки h б=160см
)Определяем прочность стенки на срез на опоре:
Толщину пояса tf принимаем равной 25 – 3 от толщины t
отсюда tf = (25 – 30) t = 25-30 см задаемся t = 30 см отсюда h = 160 – 6 - 2 = 152см.
)Определим требуемый момент инерции:
)Момент инерции приходящийся на поясные листы:
)Через вычислим требуемую площадь сечения поясов балки:
Принимаем пояса из универсальной стали: tf = 30 см
)Производим проверку принятой ширины (свес) поясов исходя из их местной устойчивости:
Гибкость полки равна 5.5 что не превышает допустимую гибкость полки 13.94 по местной устойчивости проходит.
)Определим фактический момент инерции:
)Определим нормальное наибольшее напряжение главной балки:
Перенапряжение составляет 3.7 % что удовлетворяет требованию.
)Определим наибольшее касательное напряжение главной балки:
Изменение сечения пояса балки.
) Сечение составной балки подобранное Mmax можно уменьшить в местах изменения момента (у опор). Сечение балки уменьшается за счет изменения ширины пояса. Рациональное место уменьшения сечения для различных балок находится на расстоянии (15 – 16) от длины главной балки от опоры.
Z(x) = (15 – 16)Lгл.б. = (2.6 – 2.167)м
Принимаем z(x) = 22м
) Определим изгибающий момент и перерезывающую силу в
сечении z(х) = 2.2 м:
) Определим требуемые и измененного сечения пояса:
Где Ry - расчетное сопротивление стыкового шва принимается 085Ry.
)Проверим законструированное сечение на прочность:
Определяем требуемый момент инерции поясов (значение смотреть в расчете главной балки составного сечения):
Требуемая площадь поперечного сечения поясов составит:
) Определим ширину пояса
Окончательно согласно ГОСТ 82-70 принимаем ширину пояса bf= 220 мм.
тогда = 223 = 66 см2.
Стенка представляет собой длинную тонкую пластину испытывающую действие нормальных и касательных напряжений и которые могут вызвать потери ее устойчивости. Устойчивость стенки достигается укреплением ее поперечными ребрами жесткости расположенными нормально к поверхности выпучивания листа стенки и увеличением жесткости стенки.
) Определим ширину bрж и толщину tрж ребра жесткости:
. Принимаем bрж = 10.5 см.
см. Согласно ГОСТ 103-76 принимаем tрж = 08 см.
) Проверим на местную устойчивость отсек в который попадает изменение сечения пояса.
)Определим Iкр критическое.
где ; Rs = 058Ry = 058 * 265 = 1537
Гибкость стенки λ рассчитывается по формуле:
где Скр из таблицы 7.4 1
)Устойчивость стенки определим по формуле:
Проверка показала что устойчивость стенки обеспечена и постановка ребер жесткости на расстояние
a=200 > 2cм возможна.
Конструирование и расчет укрупнительного стыка на высокопрочных болтах.
Так как размеры целой балки и её вес не позволяют перевозить и монтировать целиком то разрезают балку на отправочные элементы.
)Определим момент в стыке.
Стык выполняется на высокопрочных болтах d = 24 сталь марки по ГОСТ 22356-77принята 40X «селект» Rbun = 110 кНсм2. Abn = 352 см2.
Обработка поверхности газопламенная.
Rbn = 07Rbun = 07 * 110 = 77 кНсм2 Аb = 452 см2 Ns = 2 γb = 1.
– коэффициент трения принимается по таблице 36* из СНиП II-23-81* = 042
γn – коэффициент надежности принимается по таблице 36* из СНиП II-23-81* γn = 135
Определим расчетное усилие которое может выдержать один высокопрочный болт.
)_Часть момента воспринимается поясами накладки
Определим количество поясных накладок.
накладка размером: 340 х 640 х 16
накладка размером: 140 х 640 х 16
) Определим размеры накладки:
lн=hw-(2tн+2x15)=1520-(2x8+30)=1474мм
принемаем lн=1470мм
мм- расстояние между болтами.
Отсюда определим максимальную перерезывающую силу:
использование узла допускается.
Усилия в поясных накладках: где h0 = 160 – 30 = 1570 см.
Длина накладки составит: lнак = (2dx2+3dx4) * 2 + 10 = (2*54*2+3*24*3)*2+10=634 мм.
Принимаем lнак=640мм
tнf >0.5tf =0.5x30=15мм
Расчет и конструирование опорных диафрагм жесткости.
Сопряжение главных балок со стальной колонной осуществляется опиранием балок сверху. Конец балок укрепляется диафрагмами жесткости. Последние надежно приварены сварными швами а торцы диафрагмы жесткости фрезеруют для непосредственной передачи опорного давления на плиту оголовка металлической колонны.
кН кНсм2 (по таблице 52* СНиП II-23-81*).
Определим площадь сжатия торца диафрагмы жесткости (dж).
см принимаем tdж = 22 мм =22 см.
Проверим опорную диафрагму жесткости на устойчивость: см принимаем =18см
Расчет производим при bст = 18см отсюда см2.
Момент инерции: 19536см.
Гибкость диафрагмы жёсткости
(по таблице 72 СНиП II-23-81*)по интерполяции принимаем φ = 0912 отсюда
= 2653> Ry = 265 (+0.1%)
Расчет и конструирование центрально-сжатой колонны.
Согласно заданию отметка верха настила Н = 9.5 м отсюда вычисляем длину колонны:
lк = Hотм – (tн + hб) + (06 08) = 9.5 – (1.6 + 0.012) + 0712 = 8.6 м
Определим нагрузку которую воспринимает колонна:
N = 2Qmax = 2 * 1555.5 = 3131 кН
Принимаем материал колонны: ВСт 3пс 6 – 2 Rу = 275 кНсм.
Зададимся типом колонны.
Колонна сквозная с двумя ветвями из двутавров с планками гибкость колонны х = 50 = 084методом интерполяции (приложение 7 учебника Металлические конструкции под. ред Беленя)
Отсюда найдем требуемую площадь сечения колонны:
- на две колонны тогда на одну 1355 2 = 6775 см2.
Принимаем двутавр из выборки ГОСТ 26020-83 № 40Б2; g = 54.7 кгм А = 69.72 см2
Ix = 18530 см4 Wx = 935.7 см3 16.3 см Iy = 865 см4 iy = 3.52 см.
Фактическая площадь сечения колонны составит Ак = 69.72x2 = 139.44 см2.
Производим расчет относительно оси У-У. Определим расстояние между ветвями колонны Za из условия равноустойчивости колонны в двух плоскостях λв = 20 – 40 принимаем λв = 30.
Требуемый момент инерции равен:
Расстояние между колоннами
принимаем a = 20см тогда определим фактический момент инерции:
проверку проводим по :
Недонапряжение составляет 1.6%.
Определим расстояние между планками колонны по гибкости:
H=86-(0712+003+0 175-01-0175)=7958 м
тогда 7958 1582 = 503 принимаем 5 расстояний79585=1592 1592-0350=1242 то есть 5 планок размером
х 460 х 350 с расстояниями между ними 1242 м.
Поперечная сила в колонне: кН.
Вычислим поперечную силу приходящаяся на планку одной грани:
Вычислим изгибающий момент и поперечную силу в месте прикрепления планки:
Принимаем приварку планок к полкам двутавров угловыми швами с катетом шва Rш = 08 см. Определим какое из сечений угловых швов по прочности по металлу шва или по границе сплавления имеет решающее значение. МПа
Необходима проверка по металлу шва. Для проверки имеем расчетную площадь шва
Момент сопротивления шва:
Находим напряжения в шве от момента и поперечной силы:
Проверяем прочность шва по равнодействующему напряжению:
Расчёт и конструирование оголовка колонны
При свободном сопряжение балки обычно ставят на колонну сверху что обеспечивает простоту монтажа. В этом случае оголовок колонны состоит из плиты и ребер поддерживающих плиту и передающих нагрузку на стержень колонны. Ребра оголовка приваривают к опорной плите и к ветвям колонны при сквозном стержне или к стене колонны при сплошном стержне. Швы прикрепляющие ребро оголовка к плите должны выдержать полное давление на оголовок. Толщину опорной плиты определяем на стыке под полным опорным давлением.
Определим нагрузку которую воспринимает колонна:
Определим толщину опорной плиты:
t= принимаем 25 мм по ГОСТ 82-70.
Высоту ребра оголовка определяется требуемой длинной швов передающих нагрузку на стержень колонны (длина швов не должна быть больше 85):
см.+8 см на непровар =58см
Диафрагму жесткости принимаем конструктивно 12мм.
Расчёт базы фундамента
Принимаем материалы для базы колонны с траверсом Вст 3пс6-2 Ry = 265 кНсм2 фундамент - класс бетона В = 105 кНсм2. Если расчетное усилие действующие на базу N = 3131 5000 кН то принимаем конструкцию базы с траверсами.
N = 2 * 15555 + 20 = 3131 кН.
Определим требуемую площадь плиты:
Так как мы задались bpl = 396+20+100=520см из конструктивных соображений то можем определить Lpl:
cм .Принимаем Lpl=850мм см2.
Определим напряжение под клеткой:
Вычислим изгибающие моменты на различных участках плиты:
участок опорный на 4 канта α= 0048
участок опертый на 3 канта =0112
Толщину плиты tpl определим по Mmax:
Принимаем tpl = 40 мм с учетом отстрожки то что tpl получилось более 4 см показывает необходимость ребра жесткости.
Толщина траверса ttr = 10 мм принимаем и привариваем ее к ветвям колонны и к плите условными швами kшf = 10 мм. Высоту траверсы найдем из условия работы сварных швов по срезу:
на непровар и принимаем
СНиП II-23-81** “Стальные конструкции. Нормы проектирования”. Госстрой России М.: ФГУП ЦПП 2005 г. 156стр
СНиП 2.01.07-85** “Нагрузки и воздействия. Нормы проектирования ”. Госстрой России М.: ФГУП ЦПП М 2002г.
“Металлические конструкции”. Общий курс под редакцией Е.И. Беленя 6-ое
издание переработанное и дополненное. Москва Стройиздат 1985 г.-560стр
“Металлические конструкции”. Общий курс под редакцией Е.И. Беленя 10-ое издание переработанное и дополненное. Москва Издательский центр Академия 2007 г.-688стр
“Металлические конструкции”. Примеры расчёта под редакцией А.П. Мандриков 2-ое издание переработанное и дополненное. Москва Стройиздат 1991 г.-430стр
“Металлические конструкции”. Учебное пособие под редакцией А.А. Васильев 2-ое издание переработанное и дополненное. Москва Стройиздат 1976 г.
Методическое указание для выполнения курсовой работы по дисциплине “Металлические конструкции” – Каримова Р.X. Бишкек КРСУ 2003 г.