Расчет фермы

МЕТАЛЛЫ.DOC

1.Статический расчёт поперечной рамы.
1Определение нагрузок на поперечную раму.
На поперечную раму каркаса промышленного здания без крановой нагрузки действуют: постоянные нагрузки от веса конструкций кратковременные нагрузки отвеса снегового покрова и давления ветра нормально фахверку.
1.1Постоянные нагрузки от веса покрытия.
Постоянная нагрузка на ригель рамы может быть определена в зависимости от вида покрытия. По конструкции различают два вида покрытий: беспрогонное и по прогонам.
По заданию рассматривается беспрогонное покрытие конструкция которого состоит из:
Защитный слой из гравия на битумной мастике.
Трёхслойный гидроизоляционный ковёр на кровельной мастике.
Асфльтовая или цементная стяжка »20мм.
Железобетонные плиты.
Нагрузка от веса покрытия приведена в Таблице 1.
Защитный слой из травия на битумной мастике.
Асфальтовая или цементная стяжка » 20мм
Утеплитель: h = 005м = 50кгм3
Крупнопанельная железобетонная плита типа А 36м.
Собственный вес стальных конструкций.
Линейная нагрузка на ригель рамы от веса шатра собирается с грузовой полосы шириной равной расстоянию между соседними фермами. В рассматриваемом случае ширина грузовой полосы равна шагу колонн. Тогда линейная нагрузка на ригель от собственного веса шатра:
q = g B = 11375*6 = 6825кгсм
где: В = 6м – шаг колонн
g = 11375кгсм2 – расчётная распределённая нагрузка.
1.2Постоянная нагрузка от веса колонн и стенового ограждения.
Нагрузка от веса колонн
В зданиях без мостовых кранов колонны имеют постоянное по высоте сечение. В данном случае колонны представляют собой сварной двутавр (см. рис 2). Собственный вес колонн равен: qнк = 150кгсм.
Расчётная линейная нагрузка от веса колонны:
где:gf = 12 – коэффициент надёжности по нагрузке.
qк = 1.2*150 = 180кгсм.
Нагрузка от стенового ограждения.
Нагрузка от веса панелей полагаем распределённой по всей длине колонны. В качестве стенового ограждения принимаем однослойные плиты из предварительно напряженного керамзитобетона ПСКН – 6 (рис. 3).
Нормативная линейная нагрузка от веса стенового ограждения:
где: d = 03м – толщина плиты
g - 1300кгсм2 – плотность керамзитобетона.
qнст = 0.3*6*1*1300 = 2340кгсм.
где:gf = 11– коэффициент надёжности по нагрузке.
qст = 11*2340 = 2574кгсм.
1.3Кратковременные нагрузки от веса снегового покрова.
Расчётная линейная нагрузка на ригель рамы от веса снегового покрова определяется по ф-ле:
где:р0 = 100кгсм2 – вес снегового покрова на 1м2 горизонтальной поверхности стены в IV снеговом районе (по заданию)
dт = 1 – коэффициент учитывающий сдувание снега с покрытия здания в курсовом проекте здание без фонарей с уклоном кровли до 12%.
b = 1 – коэффициент зависящий от профиля покрытия (степени крутизны кровли)
gf – коэффициент надёжности по нагрузке: при gнр0 = 905100 = 09> 0.8 gf = 14 (gн – нормативное давление от веса покрытия принятое из табл. 1).
Р = 14*100*6 = 840кгсм.
1.4Кратковременные нагрузки от ветрового воздействия.
Расчетное ветровое давление на 1 м2 площади вертикальной стены объекта на высоте Н над уровнем поверхности земли определяется по формуле:
g = gf * KП * CX * g0
gf =1.4 – коэффициент надежности по ветровой нагрузке
g0=60 кгм2 - нормативный скоростной напор на высоте 10 м над поверхностью земли в соответствии с заданием в 4 ветровом районе
КП – коэффициент учитывающий изменение скоростного напора по высоте и зависящий от типа местности (в задании рассматривается тип местности «В» – территории малых и средних городов территории больших крупных и крупнейших городов застроенных зданиями высотой >10м леса).
СX=08 СX=0.6 – аэродинамический коэффициент характеризующий аэродинамические свойства сооружения.
Высота рассматриваемого здания:
где: Н = 102м – отметка нижнего пояса фермы
h0 – 32м – высота опорной стойки фермы.
h = 102 + 3.2 = 134м.
Табличное значение Кп = 0655. Тогда ветровое давление равно:
g = 14*0655*08*60 = 4402 кгсм2.
При шаге колонн задания В = 6м расчётная линейная ветровая нагрузка на колонну с наветренной стороны:
q = 4402*6 = 26410 кгсм
Для заветренной стороны получаем:
q’ = g’ B = gf Кп С’x g0 B
q’ = 1.4*0655*0.6*60*6 = 19810 кгсм.
Таким образом на колонну промышленного здания действует нагрузка от ветра переменная по высоте qИСТ
Для упрощения расчётов эпюра нагрузки qИСТ заменена ступенчатой qСТ в которой усреднена нагрузка в пределах каждой из зон высотой до 10м. При большем упрощении нагрузка усредняется в пределах высоты колонны.
где: Кср – «среднее» значение коэффициента Кп в пределах высоты принимается равным табличному значению Кср = 0684 тогда:
qэ =14*0568*08*60*6 = 229 кгсм
q’э = gf Кср С’x g0 B
q’э =1.4*0568*0.6*6*60 = 172 кгсм.
Ветровая нагрузка действующая на здание выше оси ригеля задаётся равнодействующими W и W’.
W = gf Кh0 Сx g0 B h0
W’ = gf Кh0 С’x g0 B h0
где: Кh0 – значение коэффициента КП на отметке середины высоты опорной стойки фермы взятое из таблицы для высоты h = H + h02:
h = 134 + 322 = 150м
W =14*069*08*60*6*32 = 894 кгс
W’ = 14*069*06*60*6*32 =670 кгс
2Определение расчётных нагрузок в сечениях рамы
В курсовом проекте задано жёсткое примыкание плоской фермы к колонне. Расчётная схема может быть сведена к раме с ригелем постоянной жёсткости. Расчётная схема рамы приведена. Данная конструкция является три раза статически неопределимой.
Вычислим отношение погонных жестокостей ригеля ip и колонны ik.
Зададимся значением I = 15. Для коэффициента к получаем:
к = (Jpl)(JkL) = I((HL) = 15*(10224) = 6375
Используя известные зависимости из сопротивления материалов определим момент инерции ригеля:
Ip = kэIф = kэWфf2 = kэ Mизгf(2Ry) = kэ(q + p)l2f(16Ry)
Ip = (f77 + h020)(q + p)l2(Ry)
Ip =(3.277 +3220)(1974+684)*2422300*104= 76*104 м4
В расчёте требуется определить значения усилий и моментов в сечениях 1 – 1 2 – 2 3 – 3 и 4 – 4 от постоянных нагрузок от снеговой и ветровой нагрузок.
2.1Усилия в сечениях рамы от постоянных нагрузок.
Усилия в сечениях рамы от веса шатра.
MA = MB = M1 = M2= ql2(12(k+2)) =684*242(12*(6375+2)) = 3900 кгм = 39 Тм
MС = M D= M3 = M4 = -2 M1 = - 7800 кгм = - 78 Тм
HA = HB = ql2(4H*(k+2 )) = 684*242(4*102*(6375+2) ) = 1147 кг = 11 Т
В колонне в сечении х: Mqст = Mq к= 0
Только от веса шатра Nq = -q*
Только от веса стен и колонн Nqст+qk = -(qст+qk)*
Сечение 1 2 x = (ho+H) = 32+102 = 134 м Nqст+qk = -(2574+180)*134 = - 36903
В ригеле: Npриг = - HА= -11 Т Mpмах = + q*l28 -MC = 41340 кг = 413 Т
2.2Усилия в сечениях рамы от снеговой нагрузки
MA = MB = M1 = M2 = pl2(12*(k+2)) = 840*242(12*(6375+2) = 4800 кгм = 48 Тм
MС = MD = M3 = M4 = -2 M1 = -9600 кгм =-96 Тм
HA = HB = pl2(4H*(k+2)) = 840*242(4*102*(6375+2)) = 1412 кгм = 14 Т
VA = VB = pl2 = 840*242 = 10080 кг = 100 Т
Np = - VА = -100 Т; Qp = HA = 14 Т
Нормальная сила в ригеле:
Npриг = - HА = -14 Т
Mpмах = + p*l28-MC = 50880 кгм = 501 Тм
2.3Усилия в сечениях рамы от ветровой нагрузки
MA = M1 = -(H224)*(5qэ+3q'э)-H4*(W+W') = -102224*(5*229+3*171)-1024(894+670 ) = = -13243 кгм = -132 Тм
MB=M2=(H224)*(3qэ+5q'э)+H4*(W+W')=102224(3*229+5*171)+1024(894+670)= =12751 кгм =127 Тм
MC=M3=(H224)*(qэ+3q'э)+H4*(W+W')=102224(229+3*171)+1024(894+670)=9302кгм= =93 Тм
MD=M4=-(H224)*(3qэ+q'э)-H4*(W+W')=102224(3*229+171)-1024(894+670)=
HA = (H4)*(3qэ+q'э)+0.5*(W+W') = 1024(3*229+171)+0.5(894+670) = 3386 кг= 34 Т
HB = (H4)*(qэ+3q'э)+0.5*(W+W')=1024(229+3*171)+05(894+670)=3095 кг= 31 Т
VA = VB = (H26*l) * (qэ+q'э) + (H2*l) * (W+W') = (102224*6) * (229+171) + +1022*24*(894+670) = 799 кг = 80 Т
3Определение усилий в сечениях рамы при расчётных сочетаниях нагрузок.
Расчётные усилия моменты продольные усилия и перерезывающие силы в сечениях рамы 1 2 3 4 от каждой из нагрузок раздельно приведены в таблице 12. Ручной счёт и расчёт на BASIC совпадают.
4Определение расчётных усилий для подбора сечения стержня колонны в плоскости действия момента (в плоскости рамы) и из её плоскости.
В таблице 12 (продолжение) приведены расчётные усилия в сечениях рамы в трёх сочетаниях нагрузок:
-е сочетание: суммарная постоянная + снеговая нагрузки;
-е сочетание: суммарная постоянная + ветровая нагрузки;
-е сочетание: суммарная постоянная + 09*(снеговая + ветровая) нагрузки.
Расчётное сочетание определено по соотношению:
где: N – сжимающее усилие в рассматриваемом сечении
М – момент в том же сечении
h – высота сечения колонны (принято h = 0.5м)
Анализ усилий и моментов показывает расчётное сечение - в сечении 4 рамы то есть правая колонна 3-е сочетание нагрузок верхняя треть расчётной длины:
Для проверки прочности колонны из плоскости действия изгибающего момента определяется максимальный момент и сжимающая сила в средней трети расчётной длины верхней половины колонны и в средней трети расчётной длины нижней половины колонны так как колонна имеет одну распорку. Значения момента и сжимающей силы можно определить по формулам или графически
Значения момента и сжимающей силы для проверки прочности колонны из плоскости действия момента:
Проектирование стропильной фермы заданного очертания
1Определение усилий в элементах фермы.
И инженерных расчётах применяют следующую методику определения усилий в стержнях стропильных ферм. Вначале определяют усилия от вертикальной нагрузки рассматривая ферму как свободно опёртую. Упругое прикрепление фермы к колоннам учитывают путём приложения к опорам шарнирно опёртой фермы рамных изгибающих моментов и продольной силы которые берут из таблицы расчётных усилий колонны в верхних сечениях.
При расчёте фермы на вертикальные нагрузки предполагают что в узлах – идеальные шарниры стержни прямолинейны и их оси пересекаются в центре узлов. Внешние силы передаются на ферму в узлах. В стержнях возникают только осевые усилия.
1.1Определение усилий в каждом стержне фермы от единичной нагрузки приложенной к узлам верхнего пояса левой половины фермы.
В курсовом проекте при определении усилий в стержнях фермы используется табличный метод расчёта на единичные узловые нагрузки заданные на половине фермы (таблица 2.1).
По таблице 2.1 заполняются графы 3 и 4 таблицы 2.2.
Графа 6 таблицы 2.1 заполняется суммой значений граф 3 и 4 – получаем усилия в стержнях фермы от единичных нагрузок по всей ферме.
1.2Определение узловой нагрузки.
Узловая нагрузка собственного веса
где:а = 3м – длина панели по верхнему поясу
g = 905кгм2- нагрузка от веса покрытия (табл. 1)
Узловая снеговая нагрузка См. р 1.1.3
Р = 14*1*150*1*6*3 = 252т
1.3Определение усилий в стержнях фермы от расчётной узловой нагрузки
Определение усилий в стержнях приведено в таблице 2.
В гр. 6 – приведены усилия от нагрузки собственного веса покрытия полученные умножением усилий от единичных нагрузок (гр. 5) на значение узловой нагрузки G.
В гр. 7 – приведены усилия от снеговой нагрузки полученные умножением усилий от единичных нагрузок (гр. 5) на значение узловой нагрузки Р. Для раскоса "д-е" в гр. 7 пишем два значения усилий: первое снег на всей ферме и второе когда снег на правой половине фермы полученное умножением значения гр. 4 на Р. Таким образом получили значения усилия от снеговой нагрузки: положительное и отрицательное.
В гр 8 – приведены усилия "Н" от опорного момента (см. табл 12*):
Отрицательный момент Моп даёт растяжение в верхнем поясе (+) и сжатие в нижнем (-). Влияние опорного момента сказывается только в крайних панелях.
В гр 9 – заполняем продольной силой в ригеле. Продольная сила действует как сжимающая на нижний пояс фермы. Сжимающая сила:
В графе 10 представлены расчётные усилия в элементах фермы получены суммированием усилий от узловых нагрузок момента и продольной силы в ригеле.
Верхний пояс – сжатие по всем панелям максимальное сжатие в центральной панели.
Нижний пояс – растяжение по всем панелям. В крайней панели два случая: собственный вес (гр 6) минус сжимающее усилие от момента в ригеле (гр 8)и продольной силы в ригеле (гр 9) ветровой нагрузки и собственный вес (гр. 6) плюс усилие от снеговой нагрузки (гр 7) минус продольная сила в ригеле.
Раскосы – имеют расчётные усилия постоянного знака сжаты или растянуты.
Подбор поперечного сечения стержней стропильной фермы.
Общие данные: gn=095; сталь – С255; Ry=Ry gn=2421кгсм2;
gn – коэфф. учитывающий степень ответственности объекта.
Nор= - 2189 т. dф=10 мм.
Максимальное усилие в верхнем поясе: Nmax= - 3428 т.
Безпрогонное покрытие l
Принимаем сечение №1 и проводим расчет методом последовательных приближений.
Задаемся l0=80по графику j0=072 тогда:
j0 – коэфф. продольного изгиба.
Атреб=Nmax (j0*Ry*gc)=34280(0.72*2421)=1966 cм2
gc - коэфф. условия работы элемента
По сортаменту берем 2 уголка: 2 140х90х8. А =36 cм2
r ry=672см ; lx = lx rx = 300 258=116
ly = ly ry = 600 672 =893
Проверка: s=Nmax (jmin* А *gc)=
=34280(0.55*36*1)=17313 кг cм2
К=sRy=173132421=0.72 недогруз 28%
сечение выбрано правильно
Подбор сечения нижнего пояса.
Атреб=Nmax (Ry*gc)=29480(2421*1)=122 cм2
По сортаменту берем 2 уголка: 2 2х90х56х55А =157 cм2
r ry=447; lx = lx rx = 600 158 =379
ly = ly ry = 1200 447 =2684
Проверка: s=Nmax ( А *gc)==29480(157*1)=18777 кг cм2
К=sRy=187772421=0.78 недогруз 22%
сечение проходит по прочности и по гибкости
Подбор сечения опорного раскоса со шпренгелем.
Задаемся l0=90по графику j0=065 тогда:
Атреб=Nmax (j0*Ry*gc)=21890(0.65*2421*1)=139 cм2
По сортаменту берем 2 уголка:
r ry=495; lx = lx rx = 220 178 =123
ly = ly ry = 440 495 =888
=21890(0.43*222*1)=2304кг cм2
К=sRy=23042421=0.95 недогруз 5%
Подбор сечения раскосов.
Атреб=Nmax (Ry*gc)=15630(2421*1)=645 cм2
По сортаменту берем 2 уголка: 2 50х5 А =96 cм2
r ry=246; lx = lx rx = 352 153=230
ly = ly ry = 440 246 =1788
Проверка: s=Nmax ( А *gc)=15630(96*1)=1628 кг cм2
К=sRy=16282421=0.68 недогруз 32%
Задаемся l0=100 по графику j0=058 тогда:
Атреб=Nmax (j0*Ry*gc)=9090(0.58*2421*08)=809 cм2
По сортаменту берем 2 уголка: 2 80х6. А =1876 cм2
r ry=365; lx = lx rx = 352 247 =1425
ly = ly ry = 440 365 =1205
=9090(0.31*1876*08)= 19538кг cм2
К=sRy*gc =195381936=1
раскос (д-е); Nma [l]=+1578
Атреб=Nmax (Ry*gc)=4860(2421*1)=200 cм2
По сортаменту берем 2 уголка: 2 75х7 А =202cм2
r ry=346; lx = lx rx = 352 229=1537
ly = ly ry = 440 346=1271
Проверка: s=Nmax ( А *gc)=4860(202*1)=2406 кг cм2
Подбор сечения сжатых не опорных стоек.
Стойка (в-г); N= 457 т. [
Назначим l0=130 тогда j0=037
Атреб=Nmax (j0 * Ry*gc)=4570(037*2421*08)=64 cм2
Сечение 2х63х5 А=123 см2;
r ry=296; lx = lx rx =256 194 =133
ly = ly ry = 320 296 =123
s-=Nmax(jmin*А *gc)=4570(0.37*123*0.8)=1296кг cм2
К=sRy*gc =12691936=066 недогруз 24%
Стойка (2-а); N= -229 т. [
Назначим l0=150 тогда j0=029
Атреб=Nmax (j0 * Ry*gc)=2290(029*2421*08)=404 cм2
Сечение 2х50х5 А=108 см2;
r ry=269; lx = lx rx =256 172 =149
ly = ly ry = 320 2969 =118
s-=Nmax(jmin*А *gc)=2290(0.29*108*0.8)=916кг cм2
К=sRy*gc =9161936=066 недогруз 53%
Подбор сечения центральной монтажной стойки.
Расчет узлов стропильной фермы.
По расположению на ферме конструкции и характеру работы узлы условно делят на опорные промежуточные и укрупнительные; по месту изготовления – на заводские и монтажные.
Расчет промежуточных узлов.
КfО=4 мм – катет шва по обушку; КfП=4 мм – катет шва по перу
aО=075; aП=025 – коэфф. неравномерности распределения усилий
bf= 07 - коэфф. глубины проплавления по металлу шва для полуавт. сварки.
RWf =1850– расчетное сопротивление углового сварного шва по металлу шва
lОW ТР=0.5*aO*N bf*KfO*RWf*gC=0.5*0.75*21890 0.7*0.4*1850*0.95=17 см.
lПWТР=05*aП*N bf*KfП *RWf*gC=05*025*21890 07*04*1850*0.95=6 см.
lOТР= lОW ТР + 1=17+1=18 cм.
lПТР= lПW ТР +1=6+1=7 cм.
КfО=4 мм; КfП=4 мм ; aО=07; aП=03
lОW ТР=0.5*aO*N bf*KfO*RWf*gC=0.5*0.7*15630 0.7*0.4*1850*0.95=11 см.
lПWТР=05*aП*N bf*KfП *RWf*gC=05*03*9700 07*04*1850*0.95=5 см.
lOТР= lОW ТР + 1=11 +1=12 cм.
lПТР= lПW ТР +1=5 +1=6 cм.
lОW ТР=0.5*aO*N bf*KfO*RWf*gC=0.5*0.7*9090 0.7*04*1850*095=6 см.
lПWТР=05*aП*N bf*KfП *RWf*gC=05*03*9090 07*04*1850*095=3 см.
lOТР= lОW ТР + 1=6+1=7 cм.
lПТР= lПW ТР +1=3 +1=4 cм.
КfО=4 мм; КfП=4 мм ; aО=07 aП=03
lОW ТР=0.5*aO*N bf*KfO*RWf*gC=0.5*0.7*4260 0.7*04*1850*095=3 см.
lПWТР=05*aП*N bf*KfП *RWf*gC=05*03*4260 07*04*1850*1=2 см.
lOТР= lОW ТР + 1=3+1=4 cм.
lПТР= lПW ТР +1=2+1=3 cм.
КfО=6 мм; КfП=6 мм ; aО=075; aП=025
lОW ТР=0.5*aO*N bf*KfO*RWf*gC=0.5*0.75*33020 0.7*06*1850*095=16 см.
lПWТР=05*aП*N bf*KfП *RWf*gC=05*025*33020 07*06*1850*095=6 см.
lOТР= lОW ТР + 1=16 +1=17 cм.
lПТР= lПW ТР +1=6 +1=7 cм.
lОW ТР=0.5*aO*N bf*KfO*RWf*gC=0.5*0.75*25680 0.7*06*1850*095=13 см.
lПWТР=05*aП*N bf*KfП *RWf*gC=05*025*25680 07*06*1850*095=4 см.
lOТР= lОW ТР + 1=13 +1=14 cм.
lПТР= lПW ТР +1=4 +1=5 cм.
lОW ТР=0.5*aO*N bf*KfO*RWf*gC=0.5*0.75*8600 0.7*06*1850*095=4 см.
lПWТР=05*aП*N bf*KfП *RWf*gC=05*025*8600 07*06*1850*095=2 см.
lOТР= lОW ТР + 1=4 +1=5 cм.
lПТР= lПW ТР +1=2 +1=3 cм.
lОW ТР=0.5*aO*N bf*KfO*RWf*gC=0.5*0.75*16480 0.7*06*1850*095=8 см.
lПWТР=05*aП*N bf*KfП *RWf*gC=05*025*16480 07*06*1850*095=4 см.
lOТР= lОW ТР + 1=8+1=9 cм.
lОW ТР=0.5*aO*N bf*KfO*RWf*gC=0.5*0.75*7340 0.7*06*1850*095=4 см.
lПWТР=05*aП*N bf*KfП *RWf*gC=05*025*7340 07*06*1850*095=2 см.
lОW ТР=0.5*aO*N bf*KfO*RWf*gC=0.5*0.75*1300 0.7*06*1850*095=7 см.
lПWТР=05*aП*N bf*KfП *RWf*gC=05*025*1300 07*06*1850*095=2 см.
lOТР= lОW ТР + 1=7 +1=8 cм.
lОW ТР=0.5*aO*N bf*KfO*RWf*gC=0.5*0.7*2290 0.7*04*1850*095=2 см.
lПWТР=05*aП*N bf*KfП *RWf*gC=05*03*2290 07*04*1850*095=1 см.
lOТР= lОW ТР + 1=2 +1=3 cм.
lПТР= lПW ТР +1=1 +1=2 cм.
Расчет нижнего укрупнительного узла на высокопрочных болтах
Применим высокопрочные болты марки 40Х «селект»
dБ=24 мм.; d0=28 мм.; АН=352 см2.
RBH=0.7*RBUH=0.7*11000=7700 кгсм2 – расчетное сопротивление растяжению материала высокопрочных болтов.
S=1.2(N + N1*cosa)=1.2*(140.7-13.7*cosa)=157.5 т. – усилие воспринимаемое вертикальными и горизонтальными накладками.
АГ=246 см2; АВ=448 см2 – площадь сечения горизонтальных и вертикальных полок соответственно.
NГ=S*AГ А=157500*246 694=55828 т
NВ=S*AB A=157500*44.8 69.4=101671 т
P=RBH*AH=7700*3.52=27104 кг
QBH=Р*m*gв gn=27104*0.42*0.9 1.35=7589 кг
nГТРЕБ=NГ QBH*nТР=558287589*1=8
nBТРЕБ=NB QBH*nТР=1016717589*2=7
Колонны производственных зданий без мостовых кранов и с кранами грузоподъемностью до 20 т проектируют сплошными постоянного по высоте сечения. Сечение обычно симметричное двутавровое скомпонованное из трех листов:
-стенки размером hСТdСТ
-двух поясов размером bПdП
Значения M Q N определяют по расчетам поперечной рамы каркаса.
M=235*105 кг Q=267*103 кг N=33*103 кг
H=1020 см. – геометрическая длина стержня колонны
lX=H=1020 см. - расчетная длина в плоскости рамы при жестком сопряжении ригеля к колонне
lУ=05H=510 см. расчетная длина из плоскости фермы.
RУ=2300 кгсм2 – расчетное сопротивление стали.
Задаемся гибкостью колонны в плоскости рамы lXН=70
Определяем ориентировочную высоту сечения колонны h=lX0.43*lX=10200.43*70=33.89
rX=0.43*h=0.43*34=14.62 радиус инерции
rX=0.35*h=0.35*34=11.9 – радиус ядра сечения
`lX=lX*RУE=70*0.030=2.1 условная гибкость
eX=MXN=235000026700=8801 см.
mXН=eXrX=125*еX*lXlX=
=1.25*8801*701020=7.5 см. – относительный эксцентриситет
по таблице определяем коэффициент h=125 z=AПАСТ=05
m1=h*mX=1.25*7.5=9.4
Зная величину `lX и m1 по графику находим коэффициент jНEX=0.138 и определяем требуемую площадь сечения АТРЕБ=NjНEX*RУ*gС=267000.138*2300*0.95=88.54 см2
По требуемой площади компонуем сечение из трех листов
Задаем hСТ=34 см.. dСТТР=hСТ70=048см. берем dСТ=0.8 см. hСТdСТ=3408=42.580
Определяем требуемую площадь полки АП=05*(АТР–hСТ*dСТ)=
=05*(88.54 – 34*0.8)=3067 см2
Определяем толщину полки bПТР=lУ25=51025=220 см. по сортаменту принимаем стандартную ширину – 22 см.
Определяем толщину полки
А) из условия прочности dП=АПbП=306722=139 см.
Б) из условия местной устойчивости dП=bП(072+02*`lX)*(ЕRУ)=
=22(072+02*21)*3333=057 см.
По сортаменту назначаем стандартную толщину – 14 см.
Определение статических и геометрических характеристик выбранного сечения.
h=hСТ+2*dП=40+2*30=46 см.
А=hСТ*dСТ + 2*bП*dП=34*08+2*22*1.4=88.8 см2
IX=dСТ*hСТ312 + 2*[dП*bП*(hСТ2 + dСТ2)2]=
=0.8*34312 + 2*[1.4*22*(342 + 1.42)2]=21918.9 cм4
WX=IX(hСТ2 + dП)=21918.9(342 + 1.4)=1238.3 см3
IУ=hСТ*dСТ312 + 2*bП3*dП12=34*08312 + 2*223*1.412=4970.5 см4
rX=IXA=21918.988.8=15.7 cм
rУ=IУА=4970.588.8=7.48 см
rX=WXA=1238.388.8=13.9 см
Проверка общей устойчивости относительно оси X (в плоскости действия момента или в плоскости рамы).
lX=lXrX=102015.7=64.9[l]=120
`lX=lX*RУE=64.9*0.030=1.94
eX=MXN=235000026700=88.01 см
mX=eXrX=88.0113.9=6.33 см
h=1.4-002*64.9=1.36 z=1 mef=h*mX=1.36*6.33=8.61 je=0.138
s1=NA*je=2670088.8*0.138=2178.8 кгсм2RУ=2300 кгсм2 s1RУ=21782300=095
Проверка общей устойчивости относительно оси У (из плоскости действия момента или в плоскости стенового фахверка).
Исходные данные: M13=16.6*105 кг. N13=31.4*103 кг.
еX= M13 N13=166000031400=52.87 см
mX=eXrX=52.8713.9=3.8 см
lУ=lУrУ=5107.48=68.18 по графику jУ=074
a=0.65+0.05*mX=0.65+0.02*3.8=0.84
c=b1+a*mX=11+0.84*3.8=0.238
s2=N13 c*jУ*A=314000238*074*88.8=2007.7 кгсм2> 2300 кгсм2 s2RУ=2007.72300=0.87
Проверка местной устойчивости стенки колонны.
t=QhСТ*dСТ=330034*08=121.3 кгсм2
yC=yP=hСТ2=342=17 см.
sС=NA+MX*yCIX=2670088.8+2350000*1721918.9=2123.27кгсм2
sP=NA-MX*yCIX=2670088.8-2350000*1721918.9= -1521.9кгсм2
a=(sС-sP)sC=(2123.27+1521.9)2123.27=1.71 >1
b=1.4*(2*a -1)*tsC=1.4*(2*1.71 -1)*121.32123.27=0.11
[lСТ]=[hСТdСТ]=173>114 [lСТ]=114
lСТ= hСТdСТ=3408=42.5[lСТ]=114
Проверка местной устойчивости полки.
[bСВdП]=0.5* [bПdП]=0.5*(072+02*`lX)*(ЕRУ)=0.5*(072+02*2.1)*3333=18.9
bСВdП=05*bПdП=05*221.4=7.85
Проверка прочности стержня колонны.
s4=NA+MXWX=2670088.8 + 23500001238.3=2198.4 кгсм2 2300 кгсм2
s4RУ=2198.42300=0.95
dБ=20 мм. d0=dБ+3=23 мм. АНЕТТО=А – 2*d0*dП=88.8-2*23*1.4=82.36 см2.
S0=d0*dП*(h - dП)2=23*1.4*(34-1.4)2=52.49 см3. yC=S0AН=52.4982.36=0637 см.
I0Xc=2*d0*dП*[(h-dП)2 + yC]2=2*2.3*1.4*[(34 – 1.4)2 + 0.637]2=1847 см4
IНЕТТО=IX+A*yC2 - I0Xc=21918.9+88.8*0.4062 – 1847=20107.9 cм4
WНЕТТО=IНЕТТО(05*h + 0.63)=20107.9(0.5*34.0 + 0.63)=1140.5 см3
s5RУ=(NAНЕТТО*RУ*gC)n + MXCX*WНЕТТО*RУ*gC=
=(2670082.36*2300*0.95)1.5 + 23500001.07*1140.5*2300*0.95=0.040+0.855=0.89
Расчет базы колонны.
База колонны – это конструктивное уширение нижней части колонны предназначенное для передачи нагрузок от стержня колонны на фундамент. База колонны состоит из следующих основных элементов:
опорной плиты опирающаяся на ЖБ фундамент
траверса передающая усилие от стержня колонны на опорную плиту
анкерные болты передающие растягивающие усилия от траверсы на фундамент.
Рассматриваем базу колонны с двустенчатой траверсой состоящей из двух листов.
Принимаем: боковой свес плиты аСВ=40 мм.
толщину траверсы dТР=14мм.
bПЛ=bП+2*аСВ=22+2*40=300 см. – округляем до стандартной ширины равной 300 см. – ширина опорной плиты.
Определяем расчетное сопротивление бетона на местное сжатие:
Класс бетона - В75 - RB=44 кгсм2
RB – призменная прочность бетона
gB2=09 – коэфф.условия работы для бетонных фундаментов
x - коэфф. зависящий от отношения площади верхнего обреза фундамента к площади опорной плиты принимаем x=12
RФ=x*RB*gB2=12*44*09=47.52 кгсм2
Тогда lПЛТРЕБ ³ [N(2*bПЛ*RФ)] + [N(2*bПЛ*RФ)]2 + 6*MX bПЛ*RФ=
*47.52)] + [26700(2*30*47.52)]2 + 6*235000030*47.52=
=9.36 + (87.7 + 9890.6)=105 см. – округляем до 20 мм. в большую сторону и принимаем lПЛ=105 см.
sC=NA + MWX=NbПЛ*lПЛ + 6*М bПЛ*lПЛ2=
=2670030*105 + 6*235000030*1052=848 + 4263=51.1 кгсм2
sР= NA - MWX=NbПЛ*lПЛ - 6*М bПЛ*lПЛ2=
=2670030*105 - 6*235000030*1052=848 - 4263= -3415 кгсм2
Определение толщины опорной плиты.
При определении толщины опорной плиты dПЛ исходят из предположения что в пределах длины каждого из отсеков напряжения sС распределяются равномерно и равны наибольшему значению в пределах рассматриваемого отсека.
Отсек 1 представляет собой пластину шарнирно опертую по трем сторонам: a1=35.5cм в1=22 см.;
в1а1=22355»06 по таблице b1=0074
М1=b1*s1*а12=0074*511*3552=47657 кг
Отсек 2 рассматривают как пластинку шарнирно опертую по всему контуру (на 4 канта)
а2=hСТ=34 см.; в2=11 см.
а2в2=3411=309 > 2 a2=0.125
M2=a2*sC2*в22=0125*22*112=33275 кг
Отсек 3 рассматривается как консоль
М3=sС*аСВ22=511*4022=4088 кг.
По максимальному моменту МMAX=M1=47657 кг. определяем требуемую толщину плиты:
dПЛТРЕБ ³ 6*МMAXRУ=6*476572300=352 см.
Расчет анкерных болтов и анкерной плиты..
Усилие в анкерных болтах определяют в предположении что бетон на растяжение не работает и растягивающая сила SA соответствующая растянутой зоне эпюры напряжений полностью воспринимается анкерными болтами. С каждой стороны базы ставят по два анкерных болта.
lC=(lПЛ*sС) (sС + sР)=(105*511) (511+3415)=629 см.
n=0.5*lПЛ - lC2=05*105 – 6293=315 см. – расстояние от оси колонны до центра тяжести сжатой зоны эпюры напряжений.
k=100 см. – расстояние от оси анкерных болтов до края плиты.
m=k + n + lПЛ2=10+315+1052=94см. – расстояние от оси анкерных болтов до центра тяжести сжатой зоны эпюры.
SA=(M - N*n) 2*m=(2350000-26700*315) 2*94=80263 кг.
Определяем требуемую площадь ослабленного сечения:
RБР=1450 кгсм2 – расчетное сопротивление анкерного болта.
Аbn=SA RБР=802631450=55 см2
По таблице принимаем анкерные болты: d=36 мм. d0=60 мм.
NAP=10990 кг – несущая способность болта.
С= 05*dТР + 05*d0 + 80 мм.=05*14 + 05*60 + 60=97 см. – расстояние от траверсы до оси анкерного болта.
bAП= 3*d0=3*6.0=18 см.
MX=SA*C=80263*97=778551 кг*см.
WXНЕТТО=MXRУ=7785512300=338 см3
dАПТРЕБ=6* WXНЕТТО (bAП – d0)=6*338(18-6)=41 см. > 40 мм.
заменяем анкерную плиту парными швеллерами
WXТРЕБ=0.5*MX RУ=05*7785512300=169 см3
По сортаменту принимаем швеллеры №8
WX=224 см3; hШВ=80 см.; bШВ=4 см.
Каждую из траверс рассматривают как двухконсольную балку шарнирно опертую в местах крепления к колонне. Расчет ведется на действие отпора фундамента и усилий от анкерных болтов. Линейная нагрузка отпора фундамента qТР=sС*05*bПЛ=511*05*30=7665 кгсм
МТР1=2*SA*(lТР + k)=2*80263*(341 + 10)=70791966 кг*см. – момент от действия усилий в анкерных болтах
QТР1=2*SA=2*80263=160526 кг
МТР2=qТР*lТР2 2=7665*3412 2=443037 кг*см. – момент от отпора фундамента.
QТР2=qТР*lТР=7665*341=2613765 кг.
МТР=МMAX=MТР1=70791966 кг*см.
WXТРЕБ=МТРRУ=70791962300=3078 см3
hТР=6* WXТРЕБdТР=6*307814=363 см. – по сортаменту принимаем hТР=380 см.
Проверяем сечение траверсы на срез от перерезывающей силы QТР
tmax=1.5*QТРdТР*hТР=15*160526 14*38=4526кгсм2
Расчет крепления траверс к колонне.
Расчетное усилие воспринимаемое двумя сварными швами от действия N и M:
T=TN+TM=0.5*N + M h=0.5*26700 + 235000034=824676 кг.
ТШ=05*Т=05*824676=412338 кг
kf=1.2*dMIN=1.2*dТР=12*14=168 см.
tШ=ТШ АW=TШ bf*kf*lW =
=412338 0.7*168*38=9227 кгсм2 RWf=1850 кгсм2

металлы.dwg

Каркас одноэтажного здания
Курсовой проект по металлическим конструкциям.
Конструктивная схема промышленного здания М 1:500
Отправочная марка Ф3. Для сетки осей М 1:40
Спецификация на отправочную марку Ф3
Геометрическая схема фермы М 1:200 усилия указаны в кН размеры в мм
Верхний и нижний опорные узлы М 1:10
Болты ø20 40х "селект
Примечание 1. Материал поясов
элементов решетки и прочих элементов фермы - сталь С255 по ГОСТ 27772-88; материал колонн С255 2. Все сварные швы выполнены по ГОСТ 147-74-76. Сварка в среде углекислого газа плавящимся электродом. Сварочная проволока Св-08Г2С по ГОСТ 2246-70 3. Все сварные швы обозначены на чертеже 4. Отверстия ø25 мм
кроме отверстий в опорном узле В укрупнительных узлах
верхнем опорном и нижнем опорном болты высокопрочные по ГОСТ 4533-71 марки 40х "селект". ø болтов указаны на чертеже 5. Соединяемые прокладки в стержнях фермы ставить на равных в свету между фасонками
Верхний укрупнительный узлы М 1:10
Болты ø20 40х "селект"