Стальной каркас одноэтажного промздания

рисунки.dwg

Чертеж.dwg

Отправочная марка фермы Ф-1.
Требуется изготовить
ПРИМЕЧАНИЯ 1. Изготовление конструкций производить согласно СНиП III-18-75 "Правила производства и работ металлических конструкций". 2. Материал фасонок - сталь марки С255 по ГОСТ 380-71**. 3. Заводские швы выполнять полуавтоматической сваркой в среде СО2 ГОСТ 10157-75. 4. Для полуавтоматической сварки применяется проволока сплошного сечения d = 14 мм
марки СВ-08Г2С ГОСТ 2246-80. 5. Монтажные соединения выполнять на болтах М20 точности В из стали класса прочности 4.6. 6. Все отверстия 23. 7. Соединительные прокладки распологать по длине сжатых стержней l 40 r
по длине растянутых стержней l 80 r. 8. Монтажную сварку производить электродами типа Э-46. 9. Фланговые швы вывести на торец элемента на длину 20 мм.
Ферма Ф-1 (Геометрия M 1:30. Узлы
Геометрическая схема фермы (М 1:100)

Чертеж2.dwg

узлы стального каркаса одноэтажного промздания.
ПРИМЕЧАНИЯ 1. Металлические конструкции цеха рассчитаны согласно СНиП II-23-81* "Стальные конструкции". 2. Материал конструкций: колонны - сталь С235; фермы - сталь С245; фасонок - сталь С255; подкрановой балки - сталь С255; связи - сталь C235 по ГОСТ 380-71**. 3. Заводские швы выполнять полуавтоматической сваркой в среде СО2 ГОСТ 10157-75. 4. Для полуавтоматической сварки применяется проволока сплошного сечения d = 14 мм
марки СВ-08Г2С ГОСТ 2246-80. 5. Монтажные соединения выполнять на болтах М20 точности В из стали ВСт3сп2 класса прочности 4.6. 6. Монтаж конструкций вести полуавтоматической сваркой проволокой СВ-08А.
Геометрическая схема фермы (М 1:100)
ПЛАН ФЕРМ И СВЯЗЕЙ ПО ВЕРХНИМ ПОЯСАМ ФЕРМ (М 1:500)
ПЛАН ФЕРМ И СВЯЗЕЙ ПО НИЖНИМ ПОЯСАМ ФЕРМ (М 1:500)
мостовых крана Q=50 т.
Пароизоляция (1 слой рубероида)
Утеплитель (пенопласт)
Гидроизоляционный ковер из 3-х слоев рубероида
Анкерные болты d=36 мм

Стальной каркас одноэтажного промздания.doc

1.Технический проект.
Место строительства г. Уфа.
Проектирование здания в соответствии со схемой №1.
Пролеты здания L1 = 30 м L2 = 30 м.
Мостовые краны грузоподъемностью Q = 50 т. с режимом работы 7К.
Отметка головки кранового рельса 16 м.
Класс бетона фундамента В15.
2Компоновка плана промышленного здания.
Шаг колонн по средним и крайним пролетам примем 12 м.
Колонны у торцов здания смещают на 500 мм внутрь.
Согласно табл.42 [2] устраиваем температурный шов на расстоянии 108 м. От левой крайней оси длину здания принимаем 216 м. 18 полных пролетов по 12м.
3Компоновка поперечного разреза.
Высота от пола до отметки головки подкранового рельса H1 = 16 м.
Отметку уровня пола принимаем нулевой. Здание проектируем с плоской кровлей (уклон 1.5%) и внутренними водостоками.
Расстояние от головки кранового рельса до низа несущих конструкций покрытия.
H2 = (Hк + 100) + f = (3150 + 100) + 400 = 3650 мм.
где Hк + 100 – расстояние от головки кранового рельса до верхней точки
тележки крана плюс зазор мд верхней точкой тележки крана и
строительной конструкцией;
f – размер учитывающий прогиб конструкции покрытия.
Высота цеха от уровня пола до низа стропильных ферм.
H0 = H2 + H1 = 16000 + 3650 = 19650 мм.
Примем H0 = 19800 (кратно 1800) следовательно изменяем H1 = 16150 мм.
Размеры верхней части колонны.
Hв = hб + hр + H2 = 1200 + 200 + 3650 = 5050 мм.
где hб – высота подкрановой балки (110 пролета);
hр – высота кранового рельса (200 мм).
Окончательно уточняем Hв после расчета подкрановой балки.
Размеры нижней части колонны.
Hн = H0 - Hв + 1000 = 19800 – 5050 + 1000 = 15750 мм.
Где 1000 мм – заглубление опорной плиты башмака колонны ниже нулевой отметки пола.
Общая высота колонны рамы от низа базы до низа ригеля.
H = Hв + Hн = 5050 + 13950 = 19000 мм.
Высота фермы при пролетах от 30 до 36 метров Hф = 3150 мм.
На здании есть светоаэрационные фонари Hфн = 4500 мм.
Привязка горизонтальных размеров.
Привязка внешнего края наружной колонны к оси 250 мм.
Высота сечения верхней части наружной колонны 500 мм средней – 700 мм.
Расстояние от оси подкрановой балки до оси колонны l=750 мм.
Высота сечения нижней части наружной колонны 1000 мм средней – 1500 мм.
Пролет мостового крана 28500 мм.
1Расчет поперечной рамы.
1.1Определение постоянных временных и кратковременных нагрузок на поперечную раму.
Постоянные нагрузки от массы всех ограждающих конструкций принимаются равномерно распределенными по длине ригеля.
Нормативная нагрузка кНм2
Коэф. Надежности по нагрузке gf
Расчетная нагрузка кНм2
Гидроизоляционный ковер из трех слоев рубероида на мастике.
Утеплитель (из плитного пенополиуретана d = 80 мм g = 0.5 кНм3).
Пароизоляция из одного слоя рубероида.
Стальной профнастил.
Прогоны (решетчатые).
Собственный вес металлических конструкций шатра (фермы фонари связи).
Все нагрузки подсчитывают с gn = 0.95 (коэффициент надежности по назначению) согласно стр. 34 [1].
Равномерно распределенная нагрузка на ригель рамы:
q n = gn×q×bфCosa = 0.95×1.52×121 = 17.33 кНм;
где bф – шаг стропильных ферм.
Опорная реакция ригеля рамы:
FпR = qn×l2 = 17.33×302 = 260 кН.
Расчетный вес колонны (согласно табл. 12.1 [4]):
Верхняя часть колонны (20% веса):
Gв = 0.95×1.05×0.2×0.4×12×15 = 14 кН.
Нижняя часть колонны (80% веса):
Gн = 0.95×1.05×0.8×0.4×12×15 = 57 кН.
Gвс = 0.95×1.05×0.2×0.4×12×30 = 29 кН.
Gнс = 0.95×1.05×0.8×0.4×12×30 = 115 кН.
Поверхностная масса стен 200 кгм2 переплетов с остеклением 35 кгм2.
В верхней части колонны (включая вес этой части колонны):
F1 = gn×(1.2×2×(3 + 4)×12 + 1.1×0.35×1.2×12) + 14 = 211 кН.
В нижней части колонны (включая вес этой части колонны):
F2 = 0.95×(1.2×2×(4 + 3.95)×12 + 1.1×0.35×78×12) + 57 =309 кН.
Нормативная снеговая нагрузка S0 = 1.5 кНм2.
При qнS0 = 1.341.5 = 0.9 > 0.8 коэффициент надежности по нагрузке gf = 1.4 (п.5.7 [1]).
Линейная распределенная нагрузка от снега на ригель рамы:
qсн = gn×gf×m×S0×bф = 0.95×1.4×1×1.5×12 = 24 кНм.
Опорная реакция ригеля:
FсR = 24×302 = 360 кН.
Вертикальные усилия от мостовых кранов.
База крана (5250 мм) и расстояние мд колесами двух кранов (1510 мм) а также нормативное усилие колеса Fк max = 500 кН.
Dmax = gn×(gf×nc×S Fк max×y + gf×Gнn + gf×qнn×bт×b) = 0.95×(1.1×0.95×500×2.87 + 1.05×45 + 1.2×1.5×1.5×12) = 1350 кН
где gf× = 1.1 – коэффициент надежности по нагрузке для крановых нагрузок (п.
nc = 0.95 – коэффициент сочетаний (с. 288 [4]);
y – ордината линии влияния;
Gнn = 0.25×12×15 = 45 кН – нормативный вес подкрановой балки (согласно
qнn = 1.5 кНм2 – полезная нормативная нагрузка на тормозной площадке;
bт – ширина тормозной площадки;
Fk = (9.8×Q + Qk)n0 - Fkma
Сосредоточенные моменты от вертикальных усилий:
ek = 0.5×hн = 0.5×1 = 0.5 м – расстояние от оси подкрановой балки до оси проходящей через центр тяжести нижней части колонны.
Горизонтальная сила от мостовых кранов.
Передаваемая одним колесом:
Tнk = 0.05×(9.8×Q + Gт)n0 = 0.05×(9.8×50 + 180)2 =16.75 кН;
Gт – вес тележки кН.
T = gn×gf×nc×S Tнk×y = 0.95×1.1×0.95×16.75×2.87 = 43 кН.
Нормативный скоростной напор ветра W0 = 0.3 кПа (III ветровой район).
Коэффициенты k для высот:
Расчетная линейная ветровая нагрузка:
qb = gn×gf×W0×R×c×B = 0.95×1.2×0.3×0.8×12×k = 3.28×k.
Линейная распределенная нагрузка при высоте:
до 10 м – 3.28×0.65 = 2.13 кНм;
м – 3.28×0.9 = 2.95 кНм;
м – 3.28×1.05 = 3.44 кНм.
q1 = 3.37 кНм (значение распределенной нагрузки на уровне верха фонаря).
q2 = 2.99 кНм (значение распределенной нагрузки на уровне низа фермы).
Сосредоточенные силы от ветровой нагрузки:
Fв = (q1 + q2)×h2 = (3.37 + 2.99)×7.652 = 24.33 кН;
Fв = Fв×0.60.8 = 22.18×0.60.8 = 18.25 кН.
Эквивалентные линейные нагрузки:
qэ = qb10×a = 2.13×1.11 = 2.36 кНм;
qэ = qb10×0.60.8 = 2.32×0.60.8 = 1.77 кНм.
Подготовка исходных данных для статического расчета рамы.
Назначение жесткостей элементов рамы.
Зададимся соотношением моментов инерции элементов рамы:
J2 = 1; J1 J2 = 8; J3 J2 = 2; J4 J2 = 25;
где J1 – момент инерции сечения нижней части крайней колонны;
J2 – момент инерции сечения верхней части крайней колонны;
J3 – момент инерции сечения верхней части центральной колонны;
J4 – момент инерции сечения нижней части центральной колонны;
Вычисление моментов действующих на раму.
M0 = FпR×0.2 = 260×0.2 = 52 кНм;
где 0.2 – эксцентриситет опорной реакции фермы на крайней колонне относительно оси верхней части колонны.
M1 = FпR×e = 260×0.05 = 13 кНм;
где e = 0.05 м – расстояние от линии приложения опорной реакции фермы на крайней колонне до центра тяжести сечения нижней части крайней колонны.
M2 = FсR×0.2 = 360×0.2 = 72 кНм;
M3 = FсR×e = 360×0.25 = 90 кНм;
где e = 0.25 м – расстояние между центрами тяжести сечений верхней и нижней частей крайней колонны.
Сводная таблица исходных данных для статического расчета рамы.
1.2Статический расчет рамы.
Статический расчет поперечной рамы выполняется по исходным данным представленным в таблице 2 с помощью программного комплекса ”RAMA”.
Результаты расчета сведены в таблицу 3.
Расчетные усилия в левой колонне левого пролета от каждой из действующих нагрузок.
Коэффициент сочетания nc.
Dmax на левой стойке левого пролета.
Dmax на правой стойке левого пролета.
Dmax на левой стойке правого пролета.
Dmax на правой стойке правого пролета.
Tmax на левую стойку левого пролета.
Tmax на правую стойку левого пролета.
Tmax на левую стойку правого пролета.
Tmax на правую стойку правого пролета.
2Проектирование внецентренно сжатой колонны.
2.1Таблица расчетных усилий.
Нагрузка и комбинация усилий.
2.2Расчет колонны внецентренно сжатой.
2.2.1 Исходные данные.
Надкрановая часть колонны:
Подкрановая часть колонны:
Материал конструкции.
Материал колонны – сталь марки С235 с нормативным сопротивлением .
Соотношение жесткостей верхней и нижней частей колонны:
2.2.2Расчетные длины колонны.
Т.к. 0.6 и Nн Nв = 1915634 = 3.02 > 3 то
Расчетные длины в плоскости рамы:
Расчетные длины из плоскости рамы:
2.2.3Подбор сечения верхней части колонны.
Сечение верхней части колонны принимаем в виде сварного двутавра высотой hв = 500 мм.
Требуемая площадь сечения.
Требуемую площадь сечения определяем из формулы расчета внецентренно сжатых элементов на устойчивость в плоскости действия момента:
-коэффициент условия работы
- коэффициент для проверки устойчивости в плоскости действия момента.
Т.о. по приложению 8 [4] .
Высота стенки hст = hв – 2×tп = 500 - 2×12 = 476 мм (предварительно принимаем толщину полок tп = 12 мм).
Из условия местной устойчивости:
Принимаем tст = 8 мм.
Требуемая площадь полки:
Из условия устойчивости верхней части колонны из плоскости действия момента ширина полки:
bп ³ lвy20 = 385020 = 192.5
Из условия местной устойчивости полки:
Принимаем bп = 280 мм tп = 12 мм.
Ап = 28×1.2 = 33.6 см2 > Аптр = 32.2 см2;
Геометрические характеристики сечения.
Полная площадь сечения:
А0 = 2×28×1.2 + 0.8×47.6 = 105.28 см2.
Расчетная площадь сечения (с учетом только устойчивой части стенки):
Момент сопротивления:
Радиусы инерции и гибкости:
Проверка устойчивости верхней части колонны в плоскости действия момента.
АпАст = 28×1.2(0.8×47.6) = 0.9 тогда согласно табл. 73 [2]
Т.о. по табл. 74 [2] .
тогда фактическое напряжение в сечении равно:
Проверка устойчивости верхней части колонны из плоскости действия момента.
Расчетная формула имеет вид:
Т.о. по прил. 7 [4] .
Определяем значение которое зависит от значения относительного эксцентриситета который определяется следующим образом.
Для определения за расчетный момент принимают максимальный момент в пределах средней трети расчетной длины стержня т. е. в данном случае высоты верхней части колонны но не менее половины наибольшего момента в пределах верхней части колонны.
при mx = 5 согласно п.п. 5.31 [2]
2.2.4Подбор сечения нижней части колонны.
Сечение нижней части колонны сквозное состоящее из двух ветвей соединенных решеткой. Высота сечения hн = 1000 мм. подкрановую ветвь колонны принимаем из широкополочного двутавра наружную – составную сварного сечения из трех листов.
Ориентировочное положение центра тяжести.
h0 = h - z0 = 1000 – 50 = 950 мм.
Усилия в ветвях колонны:
Требуемая площадь ветвей колонны:
для подкрановой ветви:
(задаемся j = 0.7; R = 225 МПа – сталь ВСт3кп2 фасонный прокат).
Принимаем двутавр 60Ш3 (А = 261.8 Jx1 = 13420 cм4 i x1 = 7.16 cм i y = 24.48 cм).
(задаемся j = 0.7; R = 215 МПа – сталь ВСт3кп2 листовой прокат толщиной до 20 мм).
Для удобства прикрепления элементов решетки просвет между внутренними гранями полок принимаем таким же как в подкрановой ветви (546 мм). Толщину стенки швеллера принимаем равной 12 мм высота стенки из условия размещения сварных швов hcт = 580 мм.
Требуемая площадь полок:
Ап = (Ав2 - tст×hст)2 = (101 – 1.2×58)2 = 15.7 см2.
Из условия местной устойчивости полки швелера:
Принимаем bп = 140 мм t п = 12 мм Ап = 1680 мм2 = 16.8 см2.
Геометрические характеристики ветви:
Ав2 = 2×16.8 + 1.2×58 = 103.2 см2;
z0 = (1.2×58×0.6 + 2×16.8×(142 + 1.2))103.2 = 3.
Iy = 1.2×58312 + 2×1.2×14312 + 16.8×2×27.92 = 46214 cм4;
Уточняем положение центра тяжести сечения колонны:
h0 = h - z0 = 1000 – 30 = 970 мм.
Уточняем усилия в ветвях колонны:
Проверка устойчивости ветвей колонны из плоскости действия момента.
Из условия равноустойчивости подкрановой ветви в плоскости и из плоскости рамы определяем требуемое расстояние между узлами решетки:
Принимаем lв1 = 299 разделив нижнюю часть колонны на целое число панелей.
Проверяем устойчивость ветвей в плоскости рамы (относительно осей x1-x1 и x2-x2):
Для подкрановой ветви:
Расчет решетки подкрановой части колонны.
Поперечная сила в сечении колонны Qmax = 120 кН. Расчетная сила кроме этого приближенно не должна быть меньше 0.2A т.е. где A = 365 - площадь сечения колонны.
Усилие в раскосе считая равномерную передачу сил на две плоскости найдем по формуле:
Где: - угол наклона раскоса.
Зададимся lр = 120 j = 0.43.
Требуемая площадь раскоса:
g = 0.75 – сжатый уголок прикрепленный одной полкой.
Принимаем уголок 100x8. A = 15.6 см2 z0 = 2.75 cм imin = 1.98 см.
Напряжение в раскосе:
Проверка устойчивости колонны в плоскости действия момента как единого стержня.
Геометрические характеристики всего сечения:
А = Ав1 + Ав2 = 261.8 +103.2 = 365 см2;
Ap1 =2×Ap = 2×15.6 = 31.2 см2-площадь сечения раскосов по двум граням сечения колонны.
Для комбинации усилий догружающих наружную ветвь:
Для комбинации усилий догружающих подкрановую ветвь:
Устойчивость сквозной колонны как единого стержня из плоскости действия момента проверять не нужно так как она обеспечена проверкой устойчивости отдельных стержней.
2.2.5Расчет и конструирование узла сопряжения верхней и нижней частей колонны.
Расчетные комбинации усилий в сечении над уступом:
Прочность стыкового шва (Ш1) проверяем по нормальным напряжениям в крайних точках сечения надкрановой части. Площадь шва равна площади сечения колонны.
-я комбинация M и N:
Толщину стенки траверсы определяем из условия смятия:
lсм = bоп + 2×tпл = 45 + 2×2 = 49 см принимаем tпл = 2 см.
Принимаем tтр = 1 см.
Усилие во внутренней полке верхней части колонны:
Nп = N2 + Mhв = 2742 + 4120050 = 961 кН.
Длина шва крепления вертикального ребра траверсы к стенке траверсы:
Применяем полуавтоматическую сварку проволокой марки Св-08А d = 1.4 2 мм bш = 0.9 bс = 1.05. назначаем kш = 6 мм gycв = 1 Rycв = 165 МПа.
Составляем комбинацию усилий дающую наибольшую опорную реакцию траверсы. Такой комбинацией будет сочетание.
F = N×hв2×hн - Mhн + 0.9×Dmax = 598×502×100 – (-1880)100 + 0.9×1350 = 1366 кН.
Принимаем высоту траверсы 50 см (из конструктивных соображений).
Нижний пояс траверсы принимаем конструктивно 546 x 10 мм верхние горизонтальные ребра – из двух листов 180 x 10 мм.
Геометрические характеристики траверсы:
Максимальный изгибающий момент в траверсе:
M = (N×hв2×hн - Mhн)×(hн – hв) = (598×502×100 – (-18800)100)×50 = 16875 кН×см.
Напряжение в траверсе:
Qmax = N×hв2×hн - Mhн + k×0.9×Dmax2 = 598×502×100 – (-18800)100 + 1.2×0.9×13502 = 1066.5 кН.
k = 1.2 – коэффициент учитывающий неравномерную передачу усилия Dmax.
Следовательно увеличиваем высоту траверсы до 70 см и толщину стенки до 1.2 см. Тогда:
2.2.6Расчет и конструирование базы колонны.
Проектируем базу раздельного типа.
Расчетные комбинации усилий в нижнем сечении колонны:
База наружной ветви.
По конструктивным соображениям свес плиты с2 должен быть не менее 4 см. Тогда
По конструктивным соображениям принимаем Lпл.тр = 30 см. Следовательно фактическая площадь больше требуемой.
Среднее напряжение в бетоне под плитой:
Расстояние между траверсами в свету:
×(bп + tст - z0) = 2×(14 + 1.2 - 3) = 24.4 cм.
При толщине траверсы 12 мм с1 = (30 – 24.4 - 2×1.2)2 = 1.6 cм.
Изгибающие моменты на отдельных участках плиты:
Участок 1(консольный свес с = с1 = 1.6 см):
Участок 2(консольный свес с = с2 =4 см):
Участок 3(плита оперетая на 4 стороны; ba = 546140 = 3.9 > 2 a = 0.125):
Участок 4(плита оперетая на 4 стороны; ba = 54692 =5.9 > 2 a = 0.125):
Для расчета принимаем М3 = 9.8 кН×см.
Требуемая площадь плиты:
R = 230 МПа для стали Вст3кп2 толщиной до 20 мм.
Принимаем tпл = 18 мм (2 мм – припуск на фрезеровку).
Высоту траверсы определяем из условий размещения шва крепления траверсы к ветви колонны. В запас прочности все усилие в ветви передаем на траверсы через 4 угловых шва. Сварка полуавтоматическая проволокой марки Св-08А d = 1.4 2 мм kш = 8 мм.
Требуемая длина шва:
Принимаем hтр = 20 см.
2.2.7Расчет анкерных болтов.
Требуемое расчетное усилие в болтах:
М N — момент и нормальные силы действующие в уровне верхнего обреза фундамента определяемые при выборе наихудшего случая загружения.
а = 75 см - расстояние от оси колонны до середины опорной плиты подкрановой ветви;
- расстояние между осями анкерных болтов;
Расчетное усилие в одном болте:
По табл 6.11 [7] находим ближайший диаметр 36 мм. Длина заделки анкера в бетон 1300 мм.
2.2.8Оголовок колонны.
Давление со стропильной фермы N = 620 кН. Торец плиты оголовка назначаем 20 мм.
С плиты оголовка давление фермы передается на вертикальные ребра колонны через их фрезерованные торцы.
Конструктивно принимаем сечение ребра 80x12 мм. назначение толщины швов 8 мм соединяющих опорные ребра со стенкой колонны.
Увеличиваем длину ребра до 360 мм.
Остальные швы принимаем конструктивно.
3Расчет подкрановой балки.
Требуется рассчитать подкрановую балку крайнего ряда пролетом 12 м. под два крана грузоподъемностью 5010 т. Режим работы кранов - 7К. Пролет здания 30 м. Материал балки сталь Вст3Гпс5-1; R = 230 МПа (при t = 20 мм); Rср = 135 МПа.
3.1Нагрузки на подкрановую балку.
Для крана Q = 50 т. наибольшее вертикальное усилие на колесе Fнк = 500 кН вес тележки Gт = 180 кН тип кранового рельса КР-80.
Схема крановой нагрузки приведена на рис. 12.
Расчетные значения усилий на колесе крана определяем с учетом коэффициента надежности по назначению gn = 0.95:
Fк = gn×nc×n×k1×Fнк = 0.95×0.95×1.1×1.1×500 = 546 кН
Tк = gn×nc×n×k2×Tнк = 0.95×0.95×1.1×1×16.75 = 16.63 кН
3.2Определение расчетных усилий.
Расчетный момент от вертикальной нагрузки:
Mx = a×SFк×yi = 1.05×546×5.7 = 3268 кН×м.
Наибольший изгибающий момент в разрезной балке от заданной системы сил возникает когда равнодействующая всех сил (R) находящихся на балке и ближайшая к ней сила равно удалены от середины пролета балки (рис. 13); при этом наибольший изгибающий момент будет находится под силой ближайшей к середине пролета балки.
Расчетный момент от горизонтальной нагрузки:
My = STк×yi = 16.63×5.7 = 95 кН×м.
Расчетные значения вертикальной и горизонтальной поперечной сил:
Qy = STк×yi = 16.63×2.31 = 38.4 кН.
3.3Подбор сечения балки.
Принимаем подкрановую балку симметричного сечения с тормозной конструкцией в виде листа из рифленой стали t = 6 мм и швелера №36.
Значение коэффициента b:
hб = 110×l; hб = hн = 1 м.
Задаемся kст = hстtст = 120.
Оптимальная высота балки:
Минимальная высота балки:
Mн = gн×SFнк×yi = 0.95×500×3.57 = 1695.75 кН×м (момент от загружения балки одним краном).
Принимаем hб = 120 см (кратной 10 см).
Задаемся толщиной полок tп = 2 см тогда hст = hб - 2×tп = 120 - 2×2 = 116 см.
Из условия среза стенки силой Qx:
tст ³ 1.5×Qx(hст×Rср) = 1.5×1324.3(116×13.5) = 1.27 cм.
Принимаем толщину стенки tст = 14 см.
Размеры поясных листов:
Icт = 1.4×116312 = 182104.5 cм4;
Принимаем пояс из листа сечения 20 x 550 мм Aп = 110 см2.
Устойчивость пояса обеспечена т.к.
По полученным данным компонуем сечение балки (рис.15).
Рис. 15 Сечение балки
3.4Проверка прочности сечения.
Определим геометрические характеристики принятого сечения.
Относительно оси x – x:
Геометрические характеристики тормозной балки относительно оси y – y (в состав тормозной балки входят верхний пояс тормозной лист и швеллер):
x0 = (0.6×71.5×54.25 + 53.4×94.3)( 0.6×71.5 + 53.4 + 2×45) = 40 cм.
Iy = 0.6×71.5312 + 0.6×71.5×(54.25 - 40)2 + 53.4×(94.3 - 40)2 + 45×2×402 + 2×45312 = 343624 cм4;
Проверим нормальные напряжения в верхнем поясе (точка А):
Проверим прочность стенки на действие касательных напряжений на опоре:
Жесткость балки обеспечена т.к. принятая высота балки hб > hmin.
Проверим прочность стенки балки от действия местных напряжений под колесом крана:
Fк = Fнк×n×gн = 500×1.1×0.95 = 522.5 кН;
где Ip = 1547.4 см4 – момент инерции рельса КР-80;
c = 3.25 – коэффициент податливости сопряжения пояса и стенки для
3.5Проверка приведенных напряжений.
b = 1.15 – коэффициент для расчета разрезных балок.
3.6Проверка местной устойчивости стенки балки.
Отношение высоты стенки к ее толщине hстtcт×(RE) = 1161.4×(232.06×104) =2.77 >2.2 поэтому требуется установка поперечных ребер жесткости расстояние между которыми принимаем 1500 мм.
Проверим местную устойчивость стенки среднего отсека (наибольшие нормальные напряжения) и приопорного отсека (наибольшие касательные напряжения).
Мb = (4.5×751.2 – 0.76×546)×1.05 = 3113.7 кН×м;
Мc = (5.25×751.2 – 1.51×546)×1.05 = 3275.3 кН×м;
Мd = (6×886.8 – 4.5×546)×1.05 = 3007 кН×м;
Мср = (3113.7 + 3275.3 + 3007)3 = 3132 кН×м;
Qb = (751.2 – 546)×1.05 = 215.46 кН;
Qd = (751.2 – 546 - 546)×1.05 = -357.84 кН;
Qср = (215.46 – 357.84)2 = 71.2 кН.
Средние напряжения в отсеке:
Критические напряжения для стенки среднего отсека:
ah0 = 15001160 = 1.3 > 0.8 и sms = 13.9418.96 = 0.735 где a – расстояние между осями поперечных ребер;
Нормальные критические напряжения:
c2 = 49 по табл.25[2];
Критические напряжения от местного сжатия:
с1 = 28.2 по табл. 23[2];
Критические касательные напряжения:
Ма = 1056.97×1.5×1.05 = 1664.73 кН×м;
Мср = 1664.732 = 832.36 кН×м;
Qa = 1056.97×1.05 = 1109.8 кН;
Критические напряжения для стенки приопорного отсека:
Критические напряжения такие же как и для стенки в среднем отсеке.
Требуемое сечение промежуточных ребер жесткости:
bр = hст30 + 40 = 116030 + 40 = 78 принимаем 80 мм;
принимаем ts = 6 мм.
3.7Расчет соединений поясов подкрановых балок со стенкой.
Сопряжение верхнего пояса со стенкой конструируем с разделкой кромки стенки и полным проваром на всю толщину стенки. В этом случае сварное соединение равнопрочно основному металлу и расчета швов не требуется.
Требуемая толщина нижних поясных швов:
Sn = Aп×a = 2×55×118 = 12980 cм3 (статический момент поясного листа);
b = 0.7 (табл. 34 [2]);
Принимаем швы высотой kш = 7 мм – минимально допустимые при толщине свариваемого металла t = 20 мм (табл. 38 [2]).
3.8Расчет опорного ребра.
Опирание подкрановой балки запроектировано через строганый торец опорного ребра.
Необходимая площадь ребра из условия его смятия:
Принимаем сечение опорного ребра 20 x 200 мм.
Геометрические характеристики сечения опорной части балки работающей на сжатие:
Fопr = 2×20 + 1×15×1 = 55 cм2;
Гибкость опорного сечения из плоскости балки:
j = 0.95 (табл. 72 [2]).
Проверка напряжений.
Смятие в опорном ребре:
Устойчивость опорного сечения:
Требуемая высота сварных швов прикрепляющих опорное ребро к стенке балки:
Принимаем kш = 10 мм.
4Расчет стропильной фермы.
Исходные данные: Материал стержней ферм – сталь марки BСт3пс6-1 R = 240 МПа = 24 кНсм2 (t 20 мм) фасонок сталь BСт3сп5-1 по ТУ 14-1-3023-80.
4.1Сбор нагрузок на ферму.
Постоянная нагрузка состав кровли – смотри табл. 1.
Нагрузка от покрытия (за исключением веса фонаря):
gкр = (gкр - n×gфон)×gн = (1.52 – 1.05×0.15)×gн = 1.29 кНм2.
Вес фонаря учитываем в местах фактического опирания фонаря на ферму.
Вес каркаса фонаря на единицу площади горизонтальной проекции фонаря
Вес бортовой стенки и остекления на единицу длины стенки gбст = 2 кНм.
Узловые силы (рис.18):
F1 = F2 = gкр×B×d = 1.29×12×3 = 46.44 кН;
F3 = gкр×B×d + (gфон×B×0.5×d + gбст×B) ×gн = 1.29×12×3 + (0.1×12×0.5×3 + 2×12)×0.95 = 71 кН;
F4 = gкр×B×(0.5×d + d) + gфон×B×(0.5×d + d)×gн = 1.29×12×(0.5×3 + 3) + 0.1×12×(0.5×3 + 3)×0.95 = 69.66 кН.
Силы F0 и F9 приложены к колоннам и в расчете фермы не учитываются.
FAg = F1 + F2 + F3 + F4 = 46.44 + 46.44 + 71 + 69.66 = 233.54 кН.
p = S0×n×c×gн = 1.5×1.45×0.95×c = 2.07×c
-й вариант снеговой нагрузки(рис.30 б):
F1p = F2p = 2.07×12×3×1.13 = 84 кН;
F3p = 2.07×12×3×(0.8 + 1.13)2 = 72 кН;
F4p = 2.07×12×3×(3 + 0.5×3)×0.8 = 89 кН.
FAp = F1p + F2 p + F3 p + F4 p = 84 + 84 + 72 + 89 = 329 кН.
-й вариант снеговой нагрузки(рис.30 в):
F1p = 2.07×12×3 = 75 кН;
F2p = 2.07×12×3×2.6 = 194 кН;
F3p = 2.07×12×(32)×2.6 = 97 кН;
F6p = 2.07×12×(32)×2.07 = 77 кН;
F7p = 2.07×12×3×2.07 = 154 кН;
F8p = 2.07×12×3 = 75 кН;
FAp = (75×26.5 + 194×23.5 + 97×20.5 + 77×8.5 + 154×5.5 + 75×2.5)29 = 352 кН;
FBp = 75 + 194 + 97 + 77 + 154 + 75 - 352 = 320 кН.
4.2Определение усилий в стержнях фермы.
Усилия от пост. нагрузки.
Усилия от снег. Нагрузки.
Подбор сечений начинается с наиболее нагруженного стержня сжатого пояса ( В – 7 ). Расчетное усилие в нем N = 1409 кН. lx = 300 см ly = 600 см.
При таком соотношении расчетных длин наиболее рациональным будет сечение из двух неравнополочных уголков поставленных большими полками в сторону.
Требуемая площадь сечения:
Выбираем два неравнополочных уголка 200x125x14 c F = 87.74 см2 ix = 3.54 см iy = 9.65 см.
Гибкости принятого сечения:
ly = lyiy = 6009.65 = 62 [120].
По наибольшей гибкости находим jmin = 0.66
Таким образом гибкость стержня и напряжения в нем не превышают допустимых величин – он может быть принят.
Аналогично подбираем и остальные стержни. Все результаты расчета заносим в табл.6.
Подбор сечения растянутых стержней осуществляем по формулам:
4.4Расчет сварных швов прикрепления раскосов и стоек к фасонкам и поясам фермы.
Для сварки узлов фермы применяем полуавтоматическую сварку проволокой СВ-08Г2С d = 1.4 2 мм.
kшma bf = 0.9; bz = 1.05; gwf = gwz = 1; Rwf = 21.5 кНсм2.
Минимальная несущая способность углового шва:
bf ×Rwf = 0.9×21.5 = 19.3 кНсм2;
По границе сплавления:
bf ×Rwf = 1.05×16.5 = 17.3 кНсм2.
Следовательно расчет швов выполняем по границе сплавления. Необходимую длину швов крепления определим по формуле:
4.5Расчет опорного узла.
Опирание фермы запроектировано через торец опорного ребра.
Но по конструктивным соображениям (расстояния от краев ребра до болтов 1.5d = 30 мм ) принимаем сечение опорного ребра 20 x 160 мм.
Размер фасонки опорного ребра принимается исходя из размещения минимальных длин швов крепления элементов фермы к фасонке. Принимаем размеры фасонки 308 x 616 мм при толщине 12 мм.
Опорное ребро выступает над фасонкой на 20 мм. Следовательно принимаем высоту опорного ребра с учетом необходимых длин швов крепления его к фасонке размеров фасонки и его выступающей части 636 мм.
Список использованной литературы:
Строительные нормы и правила. Нагрузки и воздействия. Москва: ЦИТП Госстроя СССР 1986 г.
СНиП II-23-81. Стальные конструкции. Нормы проектирования. Москва 1995 г.
Металлические конструкции под общей редакцией Проф. Г.С. Веденникова Москва: Стройиздат 1998 г.
Металлические конструкции под редакцией Е.И. Белени
Москва: Стройиздат 1986 г.

титул.doc

МИНИСТЕРСТВО ОБРАЗОВАНИЯ РОССИЙСКОЙ ФЕДЕРАЦИИ
ЮЖНО-УРАЛЬСКИЙ ГОСУДАРСТВЕННЫЙ УНИВЕРСИТЕТ
Архитектурно-строительный факультет
КАФЕДРА ”СТРОИТЕЛЬНЫЕ КОНСТРУКЦИИ И ИНЖЕНЕРНЫЕ СООРУЖЕНИЯ”
Пояснительная записка к курсовому проекту по дисциплине
“Металлические конструкции”
Стальной каркас одноэтажного производственного здания

Содержание.doc

Технический проект .3
2Компоновка плана промышленного здания 3
3Компоновка поперечного разреза 3
1Расчет поперечной рамы ..5
1.1Определение постоянных временных и кратковременных нагрузок на поперечную раму. .5
1.2Подготовка исходных данных для статического расчета рамы ..10
1.3Статический расчет рамы 11
2Проектирование внецентренно сжатой колонны ..12
2.1Таблица расчетных усилий .12
2.2Расчет колонны внецентренно сжатой .13
2.2.1 Исходные данные 13
2.2.2Расчетные длины колонны ..13
2.2.3Подбор сечения верхней части колонны 14
2.2.4Подбор сечения нижней части колонны 17
2.2.5Расчет и конструирование узла сопряжения верхней и нижней частей колонны.. .21
2.2.6Расчет и конструирование базы колонны ..23
2.2.7Расчет анкерных болтов ..24
2.2.8Оголовок колонны 25
3Расчет подкрановой балки ..25
3.1Нагрузки на подкрановую балку 26
3.2Определение расчетных усилий .26
3.3Подбор сечения балки .27
3.4Проверка прочности сечения ..29
3.5Проверка приведенных напряжений .30
3.6Проверка местной устойчивости стенки балки 30
3.7Расчет соединений поясов подкрановых балок со стенкой .34
3.8Расчет опорного ребра .34
4Расчет стропильной фермы .35
4.1Сбор нагрузок на ферму ..35
4.2Определение усилий в стержнях фермы 38
4.3Подбор сечений 38
4.4Расчет сварных швов прикрепления раскосов и стоек к фасонкам и поясам фермы 40
4.5Расчет опорного узла ..41
Список использованной литературы .42