Расчет и проектирование рабочей площадки промышленного здания

Курсовой проект.cdw

ГОУ ВПО МГОУ 207279 КП-1 С-07 МК
Курсовое проектирование
Проектирование рабочей площадки
промышленного здания
Кафедра строительного
План рабочей площадки; разрез 1-1;
главная балка Б1; сквозная колонна К1;
Спецификация на отправочный элемент
% наплавляемый металл
% изготавливание КМД
План рабочей площадки

Пояснилка (готова).doc

Расчет и конструирование несущих металлических конструкций рабочей площадки промышленного здания (настила вспомогательной балки главной балки колонны базы колонны).
Исходные данные для проектирования.
Пролет главной балки рабочей площадки l2=30 м.
Шаг главных балок рабочей площадки l1=8 м.
Нормативная временная нагрузка на рабочую площадку p0H =31 кНм2.
Высота рабочей площадки H=88 м.
Шаг вспомогательных балок = 14 м.
Расчет плоского настила.
Предварительно назначаем толщину настила t=8 мм (так как p0H=31 кНм2 собственный вес настила согласно ГОСТ 8568-77* составляет 628 кгм2). Принимаем 63 кгм2.
Вычисляем нормативную нагрузку на 1 см полосы настила шириной
qH=( p0H+ qH)b=(31000+630)10010000=3163317 Нсм
где: 10000 => число пересчета нагрузки из Нм2 в Нсм2;
qH => собственный вес настила.
Так как qH=317>100 то расчет настила при ln0=1150 ведем по формуле на изгиб (при qH100 расчет ведут по формулам на изгиб с распором):
где: Е=206×105 МПа => модуль упругости стали;
0 => пересчет МПа в Нсм2.
Предварительно назначаем шаг балки настила а=14м=140 см; расчетный пролет настила равен шагу балок: ld=а=140. Тогда:
Принимаем листы толщиной t=14 мм проверяем прогиб по формуле:
При проектировании настила можно сначала задаться толщиной настила td (6 ..14 мм) и по ормуле определить предельный пролет отвечающей заданной нагрузке и относительному прогибу ln0=1150 ..1200:
Так например при td=22 мм b=100 см ln0=1150:
Принято как указано ранее ld=а=140 см 149126 см.
Из конструктивных соображений принимаем настил который приварен к балкам электродами Э42 предельный относительный прогиб ln0=1150.
Определяем размеры настила по формуле с учетом распора Н:
qH=317 кНм2=317 Нсм2.
Таким образом при приварке настила к балкам можно принять рифленую сталь толщиной t=22 мм что в сравнении с предыдущим расчетом дает экономию стали почти на 36%.
Толщину углового шва прикрепляющего настил к балкам при ручной сварке определяем по формуле:
где: Н => усилие находим по формуле:
Rf=18000 Нсм2 => расчетное сопротивление угловых швов срезу по
γf =1 => коэффициент условий работы угловых швов;
γc=1 => коэффициент условий работы.
Расчет вспомогательной балки.
Балку проектируем из стали С255 по ГОСТ 27772-88 ВСт 3 кп2.
Пролет балки l1=8 м (по заданию). Шаг балок принимаем a=14м.
На балку уложен стальной настил толщиной t=22 мм в соответствии с пунктом 13.1 [1]и СНиП 2.01.07-85 “Нагрузки и воздействия” допустимый изгиб балок настила [1150]=[fl].
Находим нормативную нагрузку на 1 метр длины балки предварительно задаваясь сечением балки I 50.
Для учета в расчете ее собственного веса который по сортаменту составляет 785 Н(п. м):
q н =(q1н+q2н+q3н)·а
q н =(31+10·785·0022+078514)· 14 =4660 кН(п.м.);
где: q1н=31 кНм2 => нормативная временная нагрузка на рабочую
площадку (по заданию);
q2н = 10 · γ · ; γ = 785 кНм2 => удельный вес стали;
= 22 мм => толщина металлического настила;
q3н =785 кН(п.м.) => нагрузка от собственного веса балки;
а=14 м => шаг вспомогательных балок.
1.Расчетная нагрузка на единицу длины балки.
q = (q1н · γр +q2н · γс. в.н.+q3н ·γс.в.б.)· а=
=(31·12+10·785·0022·105+(078514) 105) ·14=554 кН(п.м.);
где: γр=12 => коэффициент надежности по нагрузке по пункт 3.7 [2] (для
временной нагрузки);
γс.в.н.= γс.в.б.=1.05 =>коэффициент надежности по нагрузке для
собственного веса балки и настила по таблице 1 [2].
Определяем усилия возникающие в балке от действия расчетных усилий.
Определяем изгибающий момент:
Определяем поперечную силу:
Из формулы 39[1] с учетом развития пластических деформаций требуемый момент сопротивления Wтр:
где: Rу=235 МПа => расчетное сопротивление стали изгибу по пределу
текучести по табл. 51*[1];
C1 =C=112 => по табл. 66 [1];
γс=11 => коэффициент условий работы по табл. 6*[1].
По сортаменту принимаем балку I 50 с Wх=1598 см3; Iх=39727 см4 ; Q=785 Н(п.м.) (см. приложение 11 стр. 522) [8].
Общая устойчивость балки обеспечена сплошным опиранием настила. Проверяем жесткость балки.
Таким образом подобранная балка отвечает требованиям прочности устойчивости и жесткости.
Рис. 1. К расчету сечения балки.
Расчет главной балки.
Балку проектируем из стали С255 по ГОСТ 27772-88 ВСт3.кп. с Rу=255МПа.
Нагрузки на главную балку из расчета вспомогательной балки для предварительного учета собственного веса балки принимаем его 4% от нагрузки на нее т.е. вводим коэффициент - 104.
Определяем нормативную нагрузку:
qн=104 ·(q1н+q2н+q3на)· l1=
=104· (31+10· 785· 0022+0078514) ·8=27276 кН(п.м);
где: а=14 м => шаг вспомогательных балок;
q3н=785 Н(п.м) => вес 1 п.м. вспомогательной балки I 50 (по
Определяем расчетную нагрузку:
q=104· (q1н · γр + q2н · γс.в.н.+(q3нa)· γс.в.б.)· l1=
=104 ·(31·12+10·785· 0022·105+(0078514)·105) ·8=3251 кН(п.м.).
Усилие возникающее в главной балке от нормативных нагрузок:
Определение момент от расчетных нагрузок:
Определяем поперечную силу от расчетных нагрузок:
Расчет главных балок производится только в упругой стадии т.е. без учета пластических деформаций по формуле 28 [1].
Определяем требуемый момент сопротивления балки:
Предварительно задаемся высотой балки равной примерно:
hбалки 110·lб = 110·30 = 3 м.
Рис. 2. К расчету эпюр нагрузок.
По эмпирической формуле находим приближенно толщину стенки балки:
Принимаем для расчета t = 16 мм.
Определяем оптимальную высоту балки по минимальному расходу материала на его изготовление:
где: к=11 => конструктивный коэффициент для сварной балки
переменного сечения по длине.
Минимальную высоту балки определяем из условия обеспечения жесткости при предельно допустимом прогибе для главных балок по табл. 40* [1]:
где: Е и Rу => переведены из МПа в Нсм2.
Высота главной балки принимается большей минимальной и меньшей оптимальной на 5 10% т.е.
hб=(09÷095)·hопт.=095·314=2826 см.
Для дальнейших расчетов принимаем hб=290 см.
Проверяем принятую толщину стенки из условия работы на срез на опоре на действие Qmax= кН.
где: Rs=058·Ry·γm=058·255·105=155295 МПа => расчетное сопротивление
стали сдвигу по табл.1*и 2* [1].
Прочность балки достаточна и удовлетворяет требованиям расчета оставляем толщину стенки =16 мм.
Проверяем принятую толщину стенки из условия местной устойчивости без конструирования продольных ребер жесткости:
Условие требования расчета не обеспечено.
Размеры горизонтальных поясных листов находим исходя из необходимой несущей способности балки.
Для этого вычисляем требуемый момент инерции:
Определяем момент инерции стенки:
где: h=hб – 2·tf=290 - 2·4=282 см;
tf = 40мм => принимается для предварительных расчетов (обычно
принимается 20 ..30 мм и только для особо тяжелых и сильно
нагруженных достигает 50 ..60 мм).
Определяем требуемый момент инерции поясных листов:
If тр = Iтр – I=189062165 –29901024 = 15917000 см4.
Рис.3. К определению геометрических параметров балки.
Определяем момент инерции поясных листов по формулам курса «Сопротивление материалов» приближенно вычисляется по формуле:
Отсюда требуемая площадь листов:
Ширина поясных листов принимается в пределах (13 ..15)·hб.
Подбираем по сортаменту универсальной стали (ГОСТ 82-70*) поясные листы:
Местная устойчивость поясных листов проверяется по п.п. 7.22 и 7.24 и табл. 30 [1]:
где: bef => расчетная ширина свеса поясных листов (полок) принимаемая
равной расстоянию от грани стенки до края поясного листа (полки):
Условие требования расчета соблюдается.
Проверяем подобранное сечение на прочность.
Вычисляем геометрические характеристики составного сечения балки по известным формулам курса «Сопротивление материалов».
Определяем момент инерции - Ix :
Определяем момент сопротивления – Wx :
Наибольшее нормальное напряжение в балке в середине пролета:
Запас прочности (недонапряжение) по нормальным напряжениям составляет:
Так как hб=290 мм > hmin=2597 мм то проверять жесткость балки нет необходимости.
Расчет изменения сечения балки по длине.
С целью экономии стали уменьшаем сечение балки на приопорных участках. При равномерно-распределенной нагрузке выгоднейшее по расходу стали место изменения площади сечения поясов однопролетной сварной балки находится на расстоянии 16 пролета балки от опоры.
Определяем усилия возникающие в расчетном сечении от расчетных нагрузок: «М1» и «Q1»
при Х1=16·l2=16·30=5 м:
Определяем требуемый момент инерции измененного сечения:
Определяем требуемый момент инерции поясов измененного сечения:
где: => момент инерции стенки полученный в расчете
Определяем требуемую площадь сечения поясных листов:
По сортаменту универсальной стали принимаем пояса 740×60 (Аf=444 см2).
Геометрические характеристики составного сечения в месте изменения сечения поясов.
Определяем момент инерции балки:
Определяем момент сопротивления сечения:
Определяем нормальное напряжение:
Определяем касательное напряжение:
где: Rs=0.58·Rуn γm=0.58·2351.025 => расчетное сопротивление
стали сдвигу по табл. 1* [1];
γm=1025 => коэффициент надежности по материалу для стали С255 ГОСТ
S1 => статический момент полусечения балки относительно
В месте изменения сечения балки наряду с большими нормативными напряжениями действуют касательные напряжения что приводит к сложному напряженно-деформационному состоянию и требует проверки возникающих усилий на уровне поясных швов.
Определяем напряжение:
Рис.4. К расчету напряжений.
где: Sf => статический момент пояса измененного сечения относительно
Определяем предельное напряжение в балке по формуле 33[1]:
Условие обеспечено. Прочность определенная в расчете достаточна.
Расчет поясных листов.
Поясные швы рассчитываем на сдвигающие усилия возникающие между стенкой балки и поясами на 1 см длины балки при ее изгибе.
Определяем сдвигающее усилие на опоре:
По формулам 120 и 121 и табл. 34 [1] определяем высоту шва:
где: Rf=180 МПа => расчетное сопротивление угловых швов срезу (условному)
по металлу шва для автоматической сварки проволокой СВ-
f =0.9 => находим по табл. 34* [1] для автоматической сварки при диаметре
проволоки 3 ..5 мм предварительно задаваясь катетом шва;
kf = 9 ..16 мм => катет шва;
γf =1.0 => находим по п. 11.2* [1]
- по металлу граница сплавления:
где: Rz =0.45·Ruп=045·370=162 МПа => по таб. 3 [1];
z =105 => находим по табл. 34* [1] для автоматической сварки при диаметре
γz =1.0 => находим по п. 11.2* [1].
Из двух полученных значений hf =083 см и hf =079 см и в соответствии с табл. 38 [1] принимаем катет шва крепления поясов к стенке балки «hf =100 мм».
1.Проверка общей устойчивости.
Устойчивость балок проверяем по формуле 34 [1]:
Главная балка закреплена вспомогательными балками через 1.2 м (lcf =1.2м). В соответствии с требованиями п. 5.16* табл. 8* и формулы 35 [1] проверяем необходимость расчета устойчивости:
Определяем в середине пролета:
На приопорном участке:
Условие соблюдается расчет на устойчивость не требуется.
Расчет установки поперечных ребер жесткости.
Укрепление стенки поперечными ребрами жесткости следует осуществлять в зависимости от условий гибкости стенки по п.п. 7.3 и 7.10 [1]:
Условие требований не выполняется.
Необходимо проверить устойчивость стенки. В соответствии с п. 7.2; 7.3; 7.4; 7.5 и 7.6 [1].
В соответствии с п. 7.10 [1] при определяем максимальное расстояние между поперечными ребрами:
Рис. 5. Эскиз к расстановке ребер жесткости.
Расчет на устойчивость стенок балок симметричного сечения укрепленных только поперечными основными ребрами жесткости рис. 12 [1] при наличии местного напряжения выполняется по формуле 79 [1]:
где: => по табл. 6* [1].
Определяем усилия входящие в формулу 79 [1].
Толщину ребра назначаем в соответствии с п. 7.10 [1]:
Для дальнейших расчетов назначаем ts=18 мм.
При Х2=540 см (положение первого ребра на эскизе) определяем усилия возникающие в сечении балки от расчетных нагрузок.
Проверяем также сечение в котором происходит изменение сечения балки т.е. Х1=500 см - проверим полное и измененное сечение балки при наличии местной нагрузки :
Определяем напряжения:
где: Ccr2=30 Ccr1=30 выбираем по табл. 21 [1] при значениях:
где: =08 => по табл. 22 [1].
При определении напряжений в месте соединения полки и стенки имея:
Определяем касательные напряжения в балке по формуле 72 [1]:
Определяем сr.2 по формуле 76 [1]:
где: по п. 7.4 [1] подбираем значение коэффициента 2:
где: Rs => расчетное сопротивление стали сдвигу по табл. 1* [1].
Определяем гибкость:
В связи с тем что d=hef при 2=1; cr2=cr1=17225 МПа определяем:
где: С1.2=47818 при 2=17 и ;
С1.1=4246 при 1=08 и => по табл. 23 [1].
По п. 7.6* [1] определяем:
где: F=2216 кН => опорная реакция вспомогательной балки.
Местные напряжения создаются в стенке при отсутствии ребер жесткости. При их наличии .
где: b=17 см => ширина вспомогательной балки I50 по сортаменту;
=32 cм => толщина стенки. В сечении принимается две балки.
Определяем устойчивость стенки по формуле 79 [1]:
Сечение-2 при Х2=540 см:
Условие требований расчета выполняется. Устойчивость стенки обеспечена.
Сечение -1 при Х1=500 см:
Условие расчета выполняется.
Устойчивость стенки обеспечена.
Расчет опорного ребра.
Расчет опорного ребра жесткости выполняется в соответствии с требованиями п. 7.12 [1].
Участок стенки балки составного сечения над опорой при укреплении его ребрами жесткости следует рассчитать на продольный изгиб как стойку нагруженную опорной реакцией данной балки.
В расчетное сечение этой стойки следует включать сечение ребра жесткости и полосы стенки шириной с каждой стороны ребра.
Расчетную длину стойки следует принимать равной высоте стенки (см. «Схему А»).
Рис.6. К расчету опорного ребра.
Нижние торцы опорных ребер должны быть остроганы либо плотно пригнаны или приварены к нижнему поясу.
Напряжение в этих сечениях при действии опорной реакции не должны превышать:
- в первом случае (схема А) => расчетному сопротивлению прокатной
стали смятию Rр при а ≤ 15ts и сжатию Ry
- во втором случае (схема Б) => смятию Rр.
В данном случае принимаем схему «А».
Определяем необходимую площадь смятия торца опорного ребра:
где: Rp=Runγm=2351025=22927МПа => расчетное сопротивление смятию
торцевой поверхности (при наличии
пригонки – торец строгать);
γm =1025 => коэффициент надежности по материалу принимаем по табл. 1
[1] для стали по ГОСТ 27772-88;
Q => опорная реакция главной балки.
Определяем толщину опорного ребра без учета работы стенки
где: bs=bеf =112 см => принимаем ширину опорного ребра равную ширине балки на опоре.
Принимаем металлический лист 60×200 мм.
Проверяем участок стенки балки на опоре на действие Q=48765 кН.
Площадь сечения ребра с учетом стенки:
Определяем момент инерции:
Определяем радиус инерции:
По таблице 72 [1] φ =045265:
Расчет удовлетворяет требованиям - прочность балки обеспечена.
Расчет крепления вспомогательных балок к главным.
Принимая сопряжение балок в одном уровне на болтах болты принимаем нормальной точности по ГОСТ 22.365-77* 20 мм.
Площадь сечения балки А=314 см2. Несущая способность одного болта на срез при наличии одного среза ns=1 определяется по формуле:
где: => по табл. 58* [1] для болтов класса 46;
γb=10 => коэффициент условия работы соединения который следует
принимать по табл. 35* [1];
ns=10 => число расчетных срезов одного болта.
Необходимое количество болтов определяем по формуле:
Принимаем 6 болтов размещая их в два ряда.
Рис.7. К расчету болтового соединения
Расчет сквозной колонны.
Колонну проектируем из стали С255 с Rу=255 МПа.
а) Определяем длину колонны и расчетное усилие:
где: 05м => заглубление колонны ниже уровня пола принимается в пределах
Н=88м => отметка верха настила рабочей площадки по заданию.
Продольная сила действующая в колонне:
где: q=04 ..08 кНм => собственный вес колонны.
Расчетная длина колонны:
где: => подбираем по табл. 71 а прил. 6 [1].
Рис.8. К расчету сквозной колонны.
б) Конструируем колонну сквозной из 2-х швеллеров или 2-х двутавров и соединением ветвей на планках.
При расчете сквозных колонн с расчетной нагрузкой до 1500 кН длиной 5 ..7 м задаемся гибкостью λ=60 ..90 для более мощных колонн 2500 ..3000 кН задаемся гибкостью λ=40 ..60. Приняв предварительно в рекомендуемых пределах гибкость по табл. 72 [1] находим коэффициент продольного изгиба «f н» и определяем требуемую площадь сечения Атр:
где: => для швеллеров;
Рис. 9. Варианты компоновки сечения колонн.
в) Расчет относительно материальной оси Х-Х.
Задаемся гибкостью λ=40 φ=0887125 по табл. 72 [1]:
Определяем требуемый радиус инерции:
По сортаменту принимаем 2 I 80 Б1 с ( Aф =2·20320=4064 см2 ) (см. прил. 11 табл. II 11.5 [8]): ix=3133 см iy=554 см h=791 мм:
Проверяем напряжения в колонне в плоскости X-X:
Подбираем значение =0971025 => по табл. 72 [1].
Недонапряжение (запас прочности) составляет:
г) Расчет относительно свободной оси У-У.
Определяем расстояние между ветвями колонны из условия равноустойчивости колонны в 2-х плоскостях:.
Задаемся гибкостью ветви колонны λ1=5 ..40 которую необходимо обеспечить при конструировании с соответствующей расстановкой соединительных планок.
Приведенная гибкость относительно свободной оси при наличии соединительных планок равна:
Полученной гибкости соответствует радиус инерции:
Тогда расстояние между ветвями:
где: bтр => следует принять так чтобы зазор в свету между полками был не
д) Конструирование планок.
Сечением планок задается. Длина назначается такой чтобы края планок заходили за полки швеллера на 20 ..50 мм. Высота планок принимается h=020 ..070 от ширины колонн “b” (b=300мм).
Определяем высоту планок:
h=02·b=02·300=60 мм.
Принимаем h=100 мм (по конструктивным соображениям). Толщина планок определяется в пределах => обычно S = 6 ..20 мм:
Расстояние между приваренными планками в свету определяют из принятой гибкости ветви и радиуса инерции ветвей I1=iy I 80 Б3=554 см.
Определяем длину приварной планки:
Соответственно расстояние между центрами планок
Окончательное расстояние между планками уточняется при конструировании колонны. Оно должно быть равно или меньше принятого в расчете.
Для предотвращения сдвига одной ветви колонны относительно другой по длине колонны на расстоянии 15 ..4 м устанавливаем поперечные горизонтальные диафрагмы жесткости (обычно листовые).
Рис.10. К расчету приварных планок.
Если расстояние между ветвями “b” значительно (1м и более) то элементы безраскосной решетки (т.е. планки) получаются тяжелее и тогда проектируют раскосную решетку.
Конструирование и расчет базы колонны.
Конструкция базы должна соответствовать принятому в расчетной схеме стержня колонны способу закрепления его нижнего конца. При шарнирном оперании анкерные болты крепят непосредственно к опорной плите за счет гибкости которой обеспечивается податливость соединения если возникнут случайные изгибающие моменты.
При жестком сопряжении болты (не менее четырех) крепят к стержню колонны посредством специальных столиков (траверс) и анкерных плиток (прижимных планок).
Рис.11. К расчету базы колонны.
а) Требуемая площадь опорной плиты:
где: Rсм => расчетное сопротивление бетона фундамента (ростверка) смятию
определяемое по формуле:
где: Rb=60 · 09=54 МПа => расчетное сопротивление бетона осевому сжатию
(призматическая прочность) для бетона класса В10
по табл. 13 СНиП 2.03.01-84* с коэффициентом
условий работы бетона γВ2=09 (по табл. 15 СНиП
Af => площадь верхнего обреза фундамента:
Af=(bплиты + 02)*(hплиты + 02) = (065 +02) · (0901+02) = 093585 м2.
Определяем площадь опорной плиты базы колонны (площадь плиты конструктивно - предварительная):
Aпл=bплиты·hплиты =065 · 0901 = 058565 м2.
Поскольку на стадии расчета базы отношение Af Aпл неизвестно то
(по условию =11 ..15).
б) Согласно требуемой площади назначают ширину и длину плиты в зависимости от размещения ветвей траверсы ребер жесткости укрепляющих плиту и анкерных болтов (а так же в соответствии с ГОСТ 8270-86*).
Ширина опорной плиты:
В=b1+2 · tmp +2·Ct = 791 + 2 · 20+ 2 · 45= 921 мм
где: tmp = 20 мм => толщина траверсы в пределах 10 ..30 мм в зависимости
Ct =45 мм => выпуск плиты за листы траверс 30 ..150 мм;
b1=791 мм => высота двутавра.
Определяем длину плиты:
Длина плиты по конструктивным решениям больше чем длина по расчету.
в) Из условия прочности на изгиб определяют: толщину опорной плиты которую рассматривают как пластину опертую на торец стержня колонны траверсу ребра жесткости и нагруженную равномерно распределенным (условно) реактивным отпором тела фундамента.
Рассматриваем отдельные участки плиты:
I – участок плиты опертый по четырем сторонам.
Определяем максимальный изгибающий момент:
MI = α ·q ·b2 = 0125 · 700 · 28652 = 71822 Н ·см=718 кН·м
где: α = 0125 => коэффициент зависящий от отношения более длинной стороны
участка к более короткой и принимается по таблице 1 при
где: q=7 МПа => давление на 1 см2 плиты равное среднему напряжению в
бетоне фундамента под ней.
II – участок плиты опертый на три стороны.
MII = α1·q ·b12 = 006 · 700 · 7912 = 262786 Н ·см = 263 кН·м
где: α1 = 006 => коэффициент зависящий от отношения закрепленной стороны
a1= 16825 мм к незакрепленной b1=791 мм:
принимается по таблице 2.
III – участок плиты закрепленный одной стороной (как для консоли).
где: Сt = 45 см => вылет консоли (ширина свеса).
По наибольшему из найденных изгибающих моментов определяем требуемую толщину плиты при расчете на 1см (в плоскости действия момента) т.е. b=1см из условия по наибольшему моменту.
Определяем сопротивление - W:
По сортаменту принимаем размер плиты 650×901×80. Обычно толщину опорной плиты назначают в пределах 40 ..100 мм а в тяжелых конструкциях до 200 мм. При значительной разнице между изгибающими моментами на различных участках необходимо внести изменения в расчетную схему плиты постановки дополнительных диафрагм или ребер жесткости.
г) Определение высоты траверсы. Высота траверсы определяется из условия размещения суммарной длины сварных швов прикрепляющих траверсу к ветвям колонны.
где: Rwf =180 МПа => сопротивление металла при сварке его проволокой СВ
определяемое по табл. 56 [1];
(4) => количество сварных швов прикрепления траверс к колонне;
=> по табл. 34* [1] при сварке в нижнем положение и катете
0 => коэффициент условий работы сварного шва (п. 11.2* [1]).
1 => коэффициент условий работы сварного элемента (конструкции)
подбирается по табл. 6* [1].
По металлу границы сплавления:
где: Rwz=045Run=045·370=1665 МПа => принимается по табл. 3* [1];
=> определяется по табл. 34* [1] при сварке в нижнем положении
=> коэффициент условий работы сварного шва по п. 11.2* [1];
1 => коэффициент условий работы соединяемого элемента
(конструкции) подбирается по табл. 6* [1].
Принимаем высоту траверсы 440 мм.
Рис. 12. К расчету траверсы.
д) Расчет прижимных планок (анкерных плиток).
Проектируем крепление колонны на 8(4) анкерных болтах расположенных на 120 мм от траверсы. При четырех прижимных планках (крепление каждой ветви траверсы двумя болтами) нагрузка составит:
Рис. 13. Расчетная схема крепления при четырех планках.
Определяем момент на планках крепления колонны:
При двух прижимных планках – одна планка вдоль всей ветви.
Рис. 14. Расчетная схема крепления при двух планках.
Определяем моменты M1 M2 M3 M7:
M2= –1200012=-144 кНм;
M3= –1200024+2500012=-12 кНм;
M7=–120005255+250004055–120002855=4055 кНм.
Рис.15. Эпюры моментов в точках крепления.
Шириной прижимной планки задаются в пределах 100 ..500 мм. Принимаем b=50 см.
Толщину прижимной планки получаем из равенства:
По сортаменту принимаем прижимные планки tпр.пл = 100 мм.
Расчет и конструирование оголовка колонны.
Конструкция оголовка зависит от типа сечения колонны и от опирающейся на колонну конструкции. Оголовок колонны состоит из опорной плиты и иногда имеет опорные ребра и центрирующие прокладки. Опорная плита передает давление от вышележащих конструкций непосредственно на торец если он фрезерован и посредствам сварных швов прикрепляющих плиту к колонне если он не обработан.
При фрезерованном торце швы прикрепляющие опорную плиту к колонне не рассчитываются и толщину их назначают конструктивно. При нестроганных торцах швы рассчитывают на действие всей нагрузки.
При недостаточной несущей способности торцевых сварных швов оголовок колонны усиливается опорным ребром жесткости или боковыми накладками а в особо тяжело нагруженных колоннах ребра жесткости и накладки используют одновременно.
Определяем несущую способность торца:
N = Nторц.шва + Nребра.жестк.+ Nнакладок ;
Задаемся катетом торцевого шва Кf = 60 мм и определяем по формулам 120 и 121 [1] -“w” при длине шва равному периметру 2I80Б1 (по сортаменту):
w = ΣP=2·[80·2+(28–135)·2+28·2]=540 см.
Nторц. шва = Rf · γf ·f · Kf · · γc = 180(100) ·10 ·11 ·06 ·540 ·11=
где: Rf =180 МПа => сопротивление металла определяемое по табл. 56 [1];
γf =10 => коэффициент определяемый по п. 11.2* [1];
f =11 => коэффициент определяемый по табл. 34* [1];
Kf=0.6 => высота катета шва (принятого из условий 0.6 ..1.2 см);
γc=11 => коэффициент условий работы определяемый по табл. 6* [1];
=540 см => длина сварного шва по периметру 2I80Б1.
Nторц. шва = Rz · γz ·f · Kf · · γc = 1665·(100) ·10 ·11 ·06 ·540 ·11 =
где: Rwz =1665 МПа => сопротивление металла определяемое по табл. 3 [1];
γwz =10 => коэффициент определяемый по п. 11.2* [1];
Kf=0.6 => высота катета шва (принятого из условий 0.6 ..1.2см);
=540 => длина сварного шва по периметру 2I40Б2.
По наименьшему из двух полученных значений определяем несущую способность торцевого шва:
Nторц.шва = 7057 кН Nкол=2 · Qгл. балки = 2 ·48765=9753 кН.
Отсюда определяем нагрузку передаваемую на опорное ребро:
Nребра жест. = Nкол. - Nторц. шва = 9753–7057=2696 кН.
Из условия на смятие под полным опорным давлением определяем толщину ребра оголовка по формуле на усилие:
Nкол. = 2 · Qгл. балки = 2 · 48765=9753 кН;
где: => длина сминаемого ребра жесткости которая равна расстоянию между
ветвями «b» минус толщина стенки I80Б1 равная 135 мм;
=> определяем по табл. 1* [1];
γm = 1025 => определяем по табл. 2 [1].
Рис.16. К определению размеров между ветвями.
При наличии четырех швов крепления опорного ребра и задаваясь катетом шва Кf = 12 мм =12 см определяем с учетом ранее выполненного расчета высоту ребра:
где: f = 09 => коэффициент определяемый по табл. 34* [1] для Кf = 12мм =
где: z=1.05 => коэффициент определяемый по табл. 34* [1] для Кf = 12мм =
По большему из двух полученных значений принимаем hребра =320 мм.
Рис.17. Конструирование оголовка колонны.
Расчет центрально-сжатой колонны сплошного сварного двутаврового сечения.
Для расчета колонны задаемся коэффициентом продольного изгиба φо=07 ..09. Для сплошных колонн с расчетной нагрузкой 1500 ..2000 кН и длиной 5 ..6 м φо=06 ..08. Для более мощных колонн с нагрузкой 2500 ..12000 кН φо= 08 ..09. Для колонн высотой более 60 метров с целью уменьшения гибкости проектируются горизонтальные распорки в 2–х плоскостях либо переходят на рамные узлы крепления балок к стойкам.
Определяем требуемую площадь сечения:
где: N => расчетная нагрузка на колонну;
φо => коэффициент продольного изгиба определяемый по табл. 72 [1];
Ry=255 МПа => расчетное сопротивление стали сжатию по пределу
текучести определяется по табл. 51* [1];
γС = 11 => коэффициент условия работы колонны определяется
Рис. 18. К расчету сечения колонны.
Определяем расчетную длину колонны в плоскостях «Х» и «У»:
где: С=6378 м => геометрическая длина стойки (колонны) из расчета сквозной
х и у => коэффициенты приведения длины которые зависят от способов
закрепления колонны по концам определяется по табл. 72* прил.
Определяем радиусы инерции сечения.
Находим по табл. 72 [1] в зависимости от φо=09 гибкость колонны λ=40 тогда:
Определяем габаритные размеры сечения колонны.
а) Исходя из заданной гибкости определяем:
где: αХ = 043 и αУ = 024 => принимается для двутаврового сечения.
б) Из конструктивных соображений находим bf а h принимаем больше или равно bеf :
в) Исходя из допускаемой жесткости определяем:
bf=120·С = 6637820=32 см 100 см.
Назначаем габариты сечения для расчета – “bf” и “h”:
bf = 5300 мм; h= 6500 мм.
Приступаем к его компоновки. Подбираем толщину стенки t и поясных листов tf исходя из требуемой площади Атр. и условий обеспечения устойчивости в сварных двутаврах рекомендуется назначать:
t = 6 ..16 мм; tf = 8 ..40 мм.
Для увеличения радиуса инерции iy следует распределить 80% всей площади сечения на долю поясов и 20% на долю стенки:
Принимаем по сортаменту по ГОСТ82-70*:
-для стенки: h × t = 586×10 мм;
-для полок: bf × tf = 530×32 мм.
Компонуя сечение необходимо проверить местную устойчивость поясов и стенки:
где: bef => расчетная ширина свеса полки равная расстоянию от грани стенки
до края полки определяется по формуле:
tf = 32 мм => толщина полки;
t = 12 мм => толщина стенки;
Е=206·105 МПа => начальный модуль упругости;
=> условная гибкость определяется по формуле:
Если условие не выполняется то увеличивают толщину полки.
Проверяем местную устойчивость стенки по п. 7.14* и табл. 27* [1]:
Т.к. тогда определяем отношение:
Условие расчета и требований СНиП II-23-81* не удовлетворяется устойчивость стенки не обеспечена. Выполняем усиление стенки ребрами жесткости на расстоянии 25 ..3hf друг от друга но не менее двух в каждом отправочном элементе.
Определяем толщину ребра по формуле:
Расстановка ребер жесткости выполняется в соответствии с п.7.21*[1] назначаем через 2500мм.
Ширину выступающей части ребра выполняем по п.7.10 [1] и определяем по формуле:
Проверка принятого сечения
Вычисляем геометрические характеристики сечения колонны.
Определяем площадь сечения:
Определяем момент инерции относительно оси «Х-Х»:
Определяем момент инерции относительно оси «У-У»:
Определяем радиусы инерции относительно осей «Х-Х» и «У-У»:
Определяем гибкость в плоскости осей «Х-Х» и «У-У»:
По максимальной гибкости и по табл. 72 [1] находим коэффициент продольного изгиба: φmin = 0928.
Определяем напряжения в сечении колонны:
Недонапряжение колонна недогружена составит:
Если недонапряжение превышает 10% то делаем перерасчет задаваясь новыми значениями φ Af A и выполняем второе приближение то же самое и в случае если > Ry.
Расчет произвел: Титов С.И.
Кудышин Ю.И. Металлические конструкции. – М.: Высш. Шк. 2006.
В.В. Го ре в Б. Ю. Уваров В.В. Филлипов. Металлические конструкции.
Т. 1. Элементы конструкций. – М.: Высш. шк.: 2001.
Мандриков А.П. Примеры расчета металлических конструкций. – М.:
Беленя Е.И. Металлические конструкции. – М.: Стройиздат 1988.
Мухин Н.В. Статика сооружений в примерах. – М.: Высш. шк. 1979.
СНиП 2.03.01-84. Бетонные и железобетонные конструкции. – М.:
СНиП II-23-81*. Стальные конструкции. – М.: Стройиздат 1998.
CНиП 2.01.07-85*. Нагрузки и воздействия. – М.: Стройиздат 1996.
ГОСТ 27772-88. Сортаменты прокатных сталей.

Содержание (готово).doc

Исходные данные для проектирования ..2
Расчет плоского настила 2
Расчет вспомогательной балки .4
1. Расчётная нагрузка на единицу длинны балки 4
Расчет главной балки .5
1. Расчет изменения сечения балки по длине ..11
2. Расчет поясных листов ..13
3. Проверка общей устойчивости .14
4. Расчет установки поперечных ребер жесткости 15
5. Расчет опорного ребра 19
6. Расчет крепления вспомогательных балок к главным 22
Расчет сквозной колонны ..23
1. Конструирование и расчет базы колонны 26
2. Расчет и конструирования оголовка колонны .33
3. Расчет центрально-сжатой колонны сплошного
сварного двутаврового сечения .35
4. Проверка принятого сечения .39
Список используемой литературы 43
МГОУ 207279 гр.С-07 КП-1 МК
Расчет и проектирование рабочей площадки промышленного здания
Пояснительная записка
Кафедра строительного производства

Таблица (готова).doc

Перечень расхода металла на изготовление отправочных элементов
Настил рабочей площадки из рифлёного листа
Ребро жесткости оголовка

Титульник (готов) .docx

Федеральное агентство по образованию
Государственное образовательное учреждение
высшего профессионального образования
«Московский государственный открытый университет»
Кафедра строительного производства
Пояснительная записка
К курсовому проекту №1
По дисциплине: « Металлические конструкции»
Специальности 270102 шифр: 207279
Титов Сергей Иванович
Руководитель проекта: