Стальной каркас одноэтажного производственного здания с жестким сопряжением ригеля с колонной

МетКП№2(Дериглазов).doc

Томский Государственный Архитектурно-Строительный Университет
Кафедра: металлических и деревянных конструкций.
Стальной каркас одноэтажного производственного здания
Принял: Кочергин Юрий Георгиевич
Компоновка конструктивной схемы каркаса здания.
Выбрана система с шагом поперечных рам 12 м и жестким сопряжением ригеля с колонной. План колонн и схема поперечной рамы а также ее элементов представлена на следующей странице.
Вертикальные размеры:
Н2³(Нкр+100)+f =3150+100+350=3600 мм;
H0³H1+H2=14000+3600=17600 мм.
Т.к. полученный результат не кратен 600 мм то принимаем Н0=180м. Высота верхней части колонны составит:
lв=(hп.б+hр)+Н2= (1600+130)+3600=5330мм. При заглублении базы колонны на 600 мм ниже пола lн=Н0-lв+600=18000-5330+600=13270 мм. Полная высота колонны l=lв+lн=5330+13270=18600 мм.
Горизонтальные размеры:
Т.к. принятые по заданию краны имеют грузоподъемность 50т (100 т) и высота цеха достаточно велика не требуется устройство проходов в верхней части колонны. Принимаем привязку а=250 мм высота сечения верхней части колонны bв=500 мм (что больше lв12=533012»444мм). В пределах высоты фермы высоту сечения колонны назначаем 500 мм.
λ>B1+(hв - а)+70=300+(500 -250)+70=620 мм. Назначаем λ =750 мм (ближайший размер кратный 250 мм). bн= λ +а=750+250=1000 мм. Пролет мостового крана lк=l - 2×l1=24000-2×250=23500 мм.
Сечение верхней и нижней части колонны назначаем сплошностенчатым двутавровым.
Расчет поперечной рамы здания.
1 Расчетная схема рамы.
В соответствии с конструктивной схемой выбираем ее расчетную схему и основную систему.
qп=1767 кНм qсн=1596 кНм
3м D=0 Fп=21204 кН Fсн=19152 кН
рис.1 Расчетная схема рамы. Постоянные и снеговая нагрузки.
рис.2 План колонн однопролетного промышленного здания М 1:150
м 12 м 12 м 12 м 12 м 12 м
рис.3 Схема поперечной рамы однопролетного здания М 1:250.
lв= bв=500 низ фермы Н2=3600 Нк=
Расстояние между центрами тяжести верхнего и нижнего участков колонн: ео=05×(hн-hв)=05×(1000-500)=250 мм.
Соотношения моментов инерции IнIв=10; IрIн=2.Учитываем что верхняя часть колонны с проходом. Если Iв принять за 1 то Iн=10 Iр=20. Сопряжение ригеля с колонной назначаем жестким (краны среднего режима работы цех однопролетный).
2 Нагрузки на поперечную раму.
Все нагрузки подсчитываются с учетом коэффициента надежности по назначению сооружения который для большинства промышленных зданий составляет gн=095.
Нагрузка на 1 м2 кровли приведена в табл. 1.
Защитный слой γ=21кНм3 t=20мм.
Каркас стальной панели
Собственный вес металличес-ких конструкций шатра (фермы и связи)
Расчетная равномерно распределенная нагрузка на ригель рамы:
qп=gн×qкр×bфcosa=095×155×121=1767 кНм.
Опорная реакция ригеля рамы: FR=qп×l2=1767×242=21204 кН.
Расчетный вес колонны. Верхняя часть (20% веса) Gв=095×105×02х х04×12×12=1150 нижняяя часть (80 %) - Gн=095×105×08×04×12×12=4597 кН.
Поверхностная масса стен 252 кгм2 переплетов с остеклением 55 кгм2. В верхней части колонны:
F1=095[12×252(36+18) ×12+11×055×36×12]+1150=22250 кН
то же в нижней части колонны F2=Gн=4597 кН.
Снеговая нагрузка: Нормативная нагрузка на 1 м2 горизонтальной проекции покрытия составит: рн=с×р0=1×10=10 кНм2 где с=1 - коэф-т перехода от веса снегового покрова земли к снеговой нагрузке на покрытии.
Расчетная нагрузка на 1 м2 покрытия: рр=nсн×рн=14×10=14 кНм2-
здесь nсн - коэф-т перегрузки нагрузки от снега. При расчете рам nсн=14.
Расчетная равномерно распределенная нагрузка на ригель рамы:
qсн=gн×рр×bф=095×14×12=1596 кНм.
Опорное давление ригеля рамы: Fсн=qсн×l2=1596×242=19152 кН.
Крановая нагрузка: На рис.4 изображена расчетная схема загруже-
ния линии влияния опорного давления подкрановых балок двумя сближенными вплотную кранами.
Расчетное максимальное вертикальное давление от двух сближенных кранов на колонну к которой приближенна тележка с грузом:
Dmax=gн×(nк×nс×Fк×Sy+105×Gп+
где nк=11 - коэф-т перегрузки крановых констр-ций. nc=095 - коэф-т сочетаний - для 2х кранов среднего режима работы.
Sy - сумма ординат линии влияния Sy=10+0819+0435+0562=2816
Gп - нормативный вес подкрановых конструкций
Dmax=095×[11×095×470×2816+105×(03×12×12)+12×15×1×12]=145004 кН.
Минимальное вертикальное давление колеса крана с противоположной стороны определяется из выражения:
Расчетное минимальное вертикальное давление от двух кранов на колонну:Dmin=кН Сосредоточенные моменты от приложения Dmax Dmin :
где eк=(05 06)×hн=05×10=05 м - ориентировочное расстояние между осью подкрановой балки и центром тяжести нижней части колонны.
Нормативное горизонтальное усилие от поперечного торможения тележки передаваемое одним из колес крана:
где Gт=185 кН - вес тележки крана.
Расчетное горизонтальное давление на колонну от поперечного торможения тележки кранов: Т=gн×nк×nc×Ткн×Sy=
=095×11×095×169×2816=472 кН
условно принимаем что давление Т приложенно в уровне уступа колонны:
Ветровая нагрузка: Нормативный ветровой напор g0=045. Тип местности - В. Расчетная схема для определения ветровых нагрузок с необходимыми для расчета размерами приведена на рис 6:
Расчетная линейная нагрузка на колонну с наветренной стороны при отсутствии стоек фахверка:
qв=gн×nв×g0×k×c×b=095×14×045×08×12k=575k
где nв=14 - коэф-т перегрузки;
k=045 - поправочный коэф-т на возрастание скоростного напора по высоте; для Н010 м и местности типа В он составляет 045.
с - аэродинамический коэф-т; для вертикальных стен с наветренной стороны с=08; для заветренной стороны с’=06.
b=12 м - шаг поперечных рам.
Линейная распределенная нагрузка при высоте:
до 10 м – 575×065=374 кНм;
до 20 м – 575×085=489 кНм;
до 40 м – 575×11=632 кНм;
Сосредоточенные силы от ветровой нагрузки:
FВ=(q1+q2) ×h2=(466+5) ×362=174 кН;
F*В=FВ×0608=1305 кН.
В расчет вводим эквивалентные равномерно распределенные ветровые нагрузки qэ и qэ’ которые могут быть полученны путем вычисления моментов в заделке стойки рамы от фактических нагрузок qв и qв’ приравниваемых к величине:
Fв=174 кН Fв’=1305 кН
qэ=405кНм qэ’=303 кНм
В курсовом проекте эквивалентую ветровую нагрузку рассчитываем упрощенно с использованием коэф-та a зависящего от высоты Н0. Эквивалентные линейные нагрузки: qэ=a×qв; qэ’=a×qв’.
Для высоты Н0=18 м a определяется линейной интерполяцией:
тогда qэ=108×374=404 кНм; qэ’=404×0608=303 кНм
3. Статический расчет рамы.
Статический расчет рамы произведем с помощью программы «АСТРА». Найдем площади усилия моменты инерции для нижней (1) верхней частей (2) ригеля (3). Сталь С255 Ry=24 кНсм2.
E=206×105 МПа=206000000 кНм2
3.1 Исходные данные для ЭВМ.
*** Параметры задачи Ku Ke Kg Ks Kp ***
*** Элементы Nn Nk Ng pc ***
*** Жесткости Ng EF EJ ***
*** Связи Nu px py pxy ***
*** Загружения Nu (Ne) Typ Value Np ***
3.2. Результат расчета на ЭВМ. Программа «АСТРА».
Узел Координаты (м) Опорные связи
# по X по Y по x по y по z
0.000 0.000 есть есть есть
24.000 0.000 есть есть есть
Элемент Номер узла Жесткости Стержень
# начала конца EA (кН) EI (кН m^2)
1 2 3090000.0 679800.0 I----I
2 3 1854000.0 82400.0 I----I
3 6 1339000.0 6386000.0 I----I
4 5 3090000.0 679800.0 I----I
5 6 1854000.0 82400.0 I----I
-------------------------------- Загружение 1 --------------------------------
узел направление по y сила -45.970 (кН)
узел направление по z момент 108.600 (кН м)
узел направление по y сила -222.500 (кН)
элемент направление по y нагрузка -17.670 (кНм)
узел направление по z момент -108.600 (кН м)
Узел Перемещения (м)
Элемент В н у т р е н н и е у с и л и я (кНм кН)
# Mн Mс Mк Qн Qк Nн Nк
-------------------------------- Загружение 2 --------------------------------
узел направление по z момент 47.880 (кН м)
элемент направление по y нагрузка -15.960 (кНм)
узел направление по z момент -47.880 (кН м)
-------------------------------- Загружение 3 --------------------------------
узел направление по y сила -1450.040 (кН)
узел направление по z момент -725.020 (кН м)
узел направление по y сила -399.080 (кН)
узел направление по z момент 199.540 (кН м)
-------------------------------- Загружение 4 --------------------------------
узел направление по x сила 47.200 (кН)
-------------------------------- Загружение 5 --------------------------------
элемент направление по x нагрузка 4.040 (кНм)
узел направление по x сила 30.450 (кН)
элемент направление по x нагрузка 3.030 (кНм)
Составление комбинаций усилий в сечениях стойки рамы и определение усилий для расчета колонн. Рама симметричная поэтому табл.2 составляется для характерных сечений одной стойки. Для того чтобы учесть все возможные случаи загружения в таблицу заносятся усилия от крановых воздействий при тележке у правой стойки (эпюра-зеркальное отображение эпюры при тележке слева ) усилия при силе Т приложенной к другой стойке усилия при противоположном направлении ветра.
табл.2 Таблица расчетных усилий в сечениях левой стойки рамы
(изгибающие моменты кН×м нормальные и поперечные силы кН).
табл. 3 Таблица сочетания усилий для левой стойки рамы.
Усилия МN от постоянной нагрузки
подсчитанны с коэф-том =09
Расчет ступенчатой колонны производственного здания.
Материал колонны - сталь марки С255 бетон фундамента - В15.
Для верхней части части колонны:
- в сечении 4-4 ( комбинация 124810) N=-6069 кН; M=-3755 кН×м;
- в сечении 3-3 (при тех же сочетаниях) N=-6069 кН; M=-15 кН×м;
Для нижней части колонны: Qma
- в сечении 1-1 ( комбинация 123610) N=-19532 кН; M1=+9269 кН×м;
-в сечении 2-2 (при тех же сочетаниях ) N=-19532 кН; M2=-485 кН×м;
2 Определение расчетных длин колонн.
Расчетные длины для верхней и нижней частей колонны в плоскости рамы определим по формулам: lx1=1× l1 и lx2=2× l2
HBНн=5331327=040206 и NнNB=195326069=32 > 3 следовательно m1=2 m2=3; l ly2=HB-hб=533-160=373 см.
3. Подбор сечений верхней части колонны.
Сечение верхней части колонны принимаем в виде сварного двутавра высотой hв=500 мм. Требуемая площадь сечения:
- для симметричного двутавра i rx»035×hв= =035×50=175 см. Приведенная гибкость:
m m1 Атр=6069(02×24)=126 см2.
3.1 Компоновка сечения.
Высота стенки hст=46 см.
При m>1 и l>08 из условия местной устойчивости:
Требуемая площадь полки:
Из условия местной устойчивости полки:
Принимаем bп=32 см; tп=14 см. Тогда Ап=32×14=448 см2;
bп=32 см > bсвtп=(32-08)(2×14)=11218.
3.2 Геометрические характеристики сечения.
Полная площадь сечения: А0=2×32×14+46×08=1264 см2.
Iy=2×14×32312=7646 см4;
rx=WxA0=23761264=188 см
3.2. Проверка устойчивости верхней части колонны
в плоскости действия момента.
Значение коэффициента h при АпАст=12: h=143; m1x=h×mx=143×33=472. По вычисленным lх’=251 и m1x=472 принимаем jвн=022.
s=6069(022×1264)=227 кНсм2 R=24 кНсм2.
Недонапряжение (24-227)24×100%»5%.
3.3. Проверка устойчивости верхней части колонны
из плоскости действия момента.
M1-1=-3755 кН×м; M2-2=-15 кН×м .Наибольший момент в пределах средней трети расчетной длины стержня lyв:
mx=MA-A×A(N×Wx)=29140×126.4(6069×2376)=255.
При m при ly=37378=478 jy=0860. Коэффициенты b и a: b=1 при 1m a=065+005×mx=065+005×255=078.
то в расчетное сечение при проверке устойчивости включается полное сечение стенки:
4. Подбор сечения нижней части колонны.
Для колонны принимаем сталь С255. Согласно СНиП II–23–81* Ry = 240 МПа Сечение колонны принимаем в виде сварного несимметричного двутавра высотой h = 100 см (см. рис.).
Согласно СНиП II-23-81* расчет на устойчивость внецентренно-сжатых элементов в плоскости действия момента следует выполнять по формуле:
Приближенное значение радиуса и ядрового расстояния составит:
iρx = 0.36·h = 0.36·100 = 36 см.
Гибкости и эксцентриситеты:
e = M1 N1 = 9269 19532 = 0474 м = 474 см;m = e ρ
m1x = ·m = 153·1317 = 2015
где —коэффициент влияния формы сечения. По табл. 73 СНиП II-23-81* определяем:
= 1.6 – 0.01(5 – m)λ = 1.6 – 0.01·(5 – 1317)·189 = 153.
В зависимости от условной гибкости λ и приведенного относительного эксцентриситета m1x по табл. 74 СНиП II-23-81* определяем коэффициент φe = 0.4.
Определим необходимую площадь сечения:
Для нахождения ширины сечения b определяем значение момента в средней трети длины колонны:
emx = ex ρx = 326 36 = 0.906.
Определяем предварительно коэффициент с по формуле:
где α и — коэффициенты принимаемые по табл. 10 СНиП II-23-81* исходя из предположения что α = 0.7; b = 1;
Определяем коэффициент φy:
φy = φe c = 04 0612 = 0654
и по табл. 72 СНиП II-23-81* принимаем λy = 84.
Определяем требуемый радиус инерции и ширину сечения с учетом того что расчетная длина из плоскости рамы уменьшается постановкой распорки:
По Acal и bcal компонуем сечение колонны принимая подкрановую полку из I40. Наружную полку принимаем из листа 400х14мм. Стенку принимаем толщиной tw = 8 мм.
Определим геометрические характеристики принятого сечения:
А = 40·14 + 08·95 + 726 = 2046 см2;
Статический момент сечения относительно левой грани:
S=40·1.4·1.42+0.8·95·(952+1.4)+72.6·100=11016 см3
Расстояние от центра тяжести приведенного сечения до левой грани:
y0=SA=110162046=5384 cм.
Моменты инерции относительно центра тяжести сечения:
Гибкости стержня колонны:
Поверяем устойчивость стержня колонны в плоскости действия момента для чего предварительно вычисляем параметры:
= 1.6 – 0.01(5 – m)λ = 1.6 – 0.01·(5 – 13)·212 = 1.52;m1x = 152·13 = 19.
По табл. 74 СНиП II-23-81* определяем коэффициент φe = 040.
недонапряжение Δ = (240 – 238)·100 240 = 08 %.
Расчет на устойчивость внецентренно-сжатых элементов из плоскости действия момента следует выполнять по формуле:
Произведем проверку устойчивости элементов колонны.
Устойчивость полки обеспечена так как
гдеbef = (bf – tw)2 = (400 – 8)2 = 196 мм — свес полки.
Для определения устойчивости стенки найдем
α = (2195 + 285) 2195 = 113
= 1.4(2·113 – 1)164 2195 = 013.
Согласно СНиП II-23-81* при α > 1 устойчивость стенки следует проверять по формуле:
то есть устойчивость стенки обеспечена.
Согласно СНиП II-23-81* так как то стенку колонны следует укреплять поперечными ребрами жесткости расположенными на расстоянии (2.5 – 3)hef т.е. 250 – 300 см.
5. Расчет и конструирование узла сопряжения верхней и нижней частей колонны.
Расчетные комбинации усилий в сечении над уступом:
M=1957 кН×м; N=6069 кН (загружение 12359)
М=-969 кН×м; N=6069 кН (загружение 124610)
Давление кранов Dmax=145004 кН.
Прочность стыкового шва (ш1) проверяем по нормальным напряжениям в крайних точках сечения надкрановой части.
-я комбинация M и N:
- наружняя полка s=NA0+М W=6069126+195702376=13 24;
- внутреняя полка s=NA0-М W=6069181-195702376=-34;
-я комбинация М и N:
- наружняя полка s=NA0-М W=60691264-96902376=072 204;
- внутреняя полка s=NA0+М W=60691264+96902376=89 24.
Толщину стенки траверсы определяем из условия смятия: tтр>Dmax lсм×Rсм.т×g=145004(34×35)=12 см где lсм=bор+2×tпл=30+2×2=34 см. Принимаем tтр=14 см.
Усилия во внутренней полке в верхней части колонны (2-я комбинация): Nп=N2+Mhв=60692+969050=4972 кН.
Длина шва крепления вертикального ребра траверсы к стенке траверсы (ш2): lш2=Nп4×kш×(b×Rусв×gусв)min×g. Применяем полуавтоматическую сварку проволокой марки СВ-08А d=14 2 мм Rушсв×bш=18×09=162 кНсм2Rуссв×bс=165×105=173 кНсм2. Все швы в колонне рассчитываем по границе сплавления.
lш2=4972(4×06×162)=128 см что в свою очередь меньше 85×bш×kш=46 см
В стенке подкрановой ветви делаем прорезь в которую заводим стенку траверсы.
Для расчета шва крепления траверсы к подкрановой ветви (ш3) составляем комбинацию усилий дающую наибольшую опорную реакцию траверсы.
F=N×hв2×hн-Мhн+Dmax×09=6069×50(2×100)-(-9690100)+1450×09=1360 кН
Требуемая lш3=F4×kш×(b×Rусв×gусв)min×g=1360(4×06×162)=35 см.
Из условия прочности стенки подкрановой ветви в месте крепления траверсы определяем высоту траверсы:
hтр>F(2×tст.в×Rср×g)=1360(2×076×13)=688 см
где tст.в.=76 мм - толщина стенки двутавра 45Б1 принимаем hтр=70 см.
6. Расчет и конструирование базы колонны.
База колонны служит для передачи нагрузки от стержня на фундамент и закрепления колонны в фундаменте. Базы сплошностенчатых колонн применяют с двустенчатой траверсой. Принимаем для фундамента класс бетона В15 для которого Rb = 8.5 МПа. Расчетное сопротивление бетона смятию:
Rbp = Rb·γ = 8.5·1.2 = 10.2 МПа.
Ширину траверсы В назначают из конструктивных соображений
B = bk + 2(tтр + с) = 400 + 2(12 + 43) = 510 мм
гдеbk — ширина колонны;
tтр = 12 мм — толщина траверсы;
с = 43 мм — свободный свес плиты.
Для баз внецентренно сжатых колонн сплошного типа характерно неравномерное распределение давления на фундамент под опорной плитой. Рабочая площадь опорной плиты определяется из условия что наибольшее суммарное напряжение в бетоне не должно превышать расчетного сопротивления бетона при осевом сжатии. Исходя из этого определяется длина опорной плиты:
Принимаем L = 125 см.
Определяем фактические нормальные напряжения в бетоне фундамента:
Толщина опорной плиты определяется ее работой на изгиб как пластинки опертой на торец колонны траверсы и ребра. Можно выделить участки пластинки опертые по одной трем и четырем сторонам (кантам) соответственно обозначенные цифрами 134. Вырезав из консольного участка 1опертого по одному канту (1) полоску единичной ширины можно рассматривать ее как консольную балку с пролетом с и с поперечным сечением 1tоп. Изгибающий момент в месте заделки консольной балки:
В пластинке опертой по трем сторонам (3) так как 7.8 40 = 0.2 0.5 то противоположные защемления не влияют на работу пластинки и она работает как консольная балка с пролетом 7.8 см. Изгибающий момент будет равен:
В пластинке опертой по четырем кантам (4) так как 43.5 19.6 = 2.2 > 2 то левое и правое защемления не влияют на работу пластинки и она работает по балочной схеме с пролетом а. Изгибающий момент будет равен:
В пластинке опертой по трем сторонам (5) так как 7.8 40 = 0.2 0.5 то противоположные защемления не влияют на работу пластинки и она работает как консольная балка с пролетом 7.8 см. Изгибающий момент будет равен:
Толщину опорной плиты найдем по максимальному моменту по формуле
Принимаем tоп = 36 мм. (1.3 мм. – припуск на фрезеровку)
Высота траверсы определяется из условия размещения шва крепления траверсы к ветви колонны. Сварка полуавтоматическая проволокой марки Св – 08А d=14 2 мм. kш=08. Требуемая длина шва :
Проверим прочность траверсы:
Расчет и конструирование стропильной фермы.
Материал стержней ферм – сталь марки ВСт3пс – 1 R=24 кНсм2 фасонок – ВСт3пс5 – 1 по ТУ 14 – 1 – 3023 – 80 пояса из тавров с параллельными гранями полок; решетка из уголков.
2. Сбор нагрузок на ферму.
Постоянная нагрузка. Расчетная линейная нагрузка на ферму от веса кровли и конструкций покрытия составляет: qп=1767 кНм. Узловые силы: F=qп×d=1767×3=5301 кН где d=3 м - ширина панели покрытия. Крайние узловые силы F2 приложенны к колонне и в расчете не учитываются. Опорные реакции: FAq=FBq=7×53012=3711 кН.
Снеговая нагрузка: Расчетная нагрузка на 1 м2 поверхности кровли:
pp=nсн×p0×c=14×1×1=14 кНм2
где nсн=14 - коэффициент перегрузки принимаемый в зависимости от соотношения gкрнр0=1321=132;
c=1 - коэффициент перехода зависящий от конфигурации кровли.
Расчетная линейная нагрузка от снега на ферму: qсн=gн×рр×bф=1596 кНм.
Узловые силы: Fp=qсн×d=1596×3=4788 кН опорные реакции Fсн=7×Fp2=7×47882=16758 кН.
Опорные моменты и распор рамы: Т.к. стропильная ферма является ригелем рамы в ее элементах возникают усилия от опорных моментов (при жестком сопряжении ригеля с колонной) и продольной силы в ригеле . Для определения этих усилий рассмомтрим две комбинации нагрузок:
-я комбинация (для определения дополнительных усилий в раскосах и крайней панели верхнего пояса а также расчета опорного узла): Наибольший по абсолютной величине момент в сечении 4-4 Млев=-3755 кН×м - получен при комбинации усилий 124810. Соответствующий момент справа может быть получен путем замены в комбинации нагрузок 4810 на 3 5 и 9:
Продольная сила в ригеле на левой опоре для нагрузок 124810:
-я комбинация (для определения возможных сжимающих усилий в панелях нижнего пояса): Сжатие в нижнем поясе фермы возникает в том случае когда сжимающее усилие от отрицательного опорного момента в ригеле больше по абсолютной величине растягивающего усилия от вертикальной нагрузки полученного из расчета шарнирно опертой фермы. Чтобы получить максимально возможное усилие из комбинаций нагрузок следует исключить снеговую и рассматривать сочетание 14810:
Соответствующий момент справа определяется для комбинаций 13 59: Мправ=965 кН×м.
Схема фермы с обозначением стержней и приложением нагрузок.
табл. 4 Расчетные усилия в стержнях фермы кН.
Усилия от опорных моментов и
продольной силы в ригеле
3. Подбор и проверка сечений стержней ферм.
В качестве примера рассмотрим процесс подбора стержней Д-6 и Л-5. Материал С 255 Ry =24 кНсм2 . Для расстянутого стержня Л-5 находим:
По ГОСТ 8510-93 принимаем сечение: 125x80x8 у которого Атр=32 см2
Для сжатого стержня Д-6 верхнего пояса задаемся λy =80 и φзад = 0686.
По ГОСТ 8509-93 подбираем сечение: 125
λ λ = 300558=54. Для наибольшей из них λ = 78 коэффициент продольного изгиба φ = 072.
Для определения предельной гибкости:
В принятом сечении λ =78 [λ] = 123
табл.5 Подбор сечений стержней фермы.
Расчет узлов стропильной фермы.
1. Жесткое сопряжение стропильной фермы с колонной.
1.1 Прикрепление верхнего пояса к колонне.
Исходные данные для проектирования: - опорная реакция от снеговой и постоянной нагрузок Q=FAq+Fсн=21204+19152=40356 кН
-опорный момент М=Млев=-3755 кН×м; соответствующий распор рамы равный продольной силе в опорном сечении ригеля Nлев=Nлевриг=-6069 кН.
Болты прикрепления: Применяем болты нормальной точности из стали 4.6 Rрб=17 кНсм2. Из условия прочности болтов при растяжении:
SАбнт.треб.=НнRрб=123117=72 см2.
принимаем 4 болта М20 с общей площадью SАбнт=4×46=184 см2 > 72см2. Из условия размещения болтов b=120 см а=260 см.
Толщина фланца: Из условия прочности фланца при изгибе:
где кН×см. Принимаем tфл=14 см.
Прикрепление пояса к фасонке: Швы “А” прикрепления горизонтальных полок пояса к фасонке рассчитываем по усилию воспринимаемому расчетным сечением фасонки. При kшоб=8 мм bш=09:
Прикрепление пояса к фасонке: Швы “Б” прикрепления вертикальных полок пояса к фасонки рассчитываем по усилию воспринимаемому расчетным сечением фасонки. При kшп=8 мм bш=09:
Прикрепление фасонки к фланцу: Швы “В” прикрепления фасонки к фланцу рассчитываем по усилию воспринимаемому расчетным сечением фасонки. При kш=8 мм bш=09:
1.2 Прикрепление нижнего пояса к колонне.
Н=Нм+Nлев=1231+6069=73019 кН;
Проверка опорного фланца на смятие: конструктивно принимаем tфл=14 см bфл=20 см.
Прикрепление столика к колонне: с учетом случайного эксцентриситета силы Q (есл»с6) на один шов “Ж” передается усилие равное 2×Q3:
Следовательно требуемая высота столика hсттреб=208+1=218 см; принимаем hст=22 см.
Прикрепление нижнего пояса к фасонке: Швы “Г” “Д” прикрепления горизонтальных и вертикальных полок пояса к фасонке рассчитываем по максимальному усилию возникающему в поясе (см. табл. 4). N=7364 кН. При kшоб=kшп= 8 мм:
по вычисленным длинам швов отложив их на чертеже определяем размер фасонки: hф=40 см.
Прикрепление фасонки к опорному фланцу: Эксцентриситет е=hф2- 115=85 см; Н×е=730×85=6205 кН×см. Принимаем kш=2 см bf=09:
Wш=2×bf×kш×(tшQ=QAш=403561404 =29 кНсм2; tшH=HAш=7301404=52 кНсм2; tшH×e=H×eWш=62059126=68 кНсм2;
проверяем прочность шва при условном срезе в наиболее напряженной точке
2. Расчет узлов фермы.
Требуемые размеры сварных швов крепления раскоса 4 – 5 (90x7) к фасонке при N1=-2182 кН будут:
Швы крепления раскоса 5 – 6 (70x6) к фасонке при N2=1029 кН.
Швы крепления пояса (125 N1=-797 кН.
N=797 кН; (125 Rbun=110 кНсм2; Rbh=07*110=77 кНсм2.
Несущая способность обработки высокопрочного болта:
Количество болтов в горизонтальной накладке по одну сторону стыка:
Количество болтов в вертикальных накладках при двух поверхностях контакта:
Швы крепления пояса (125 N2=-797 кН.
Ns =Nн.п. +N5-6 cosα=7364+1029cos30=8255 кН; (125 Rbun=110 кНсм2; Rbh=07*110=77 кНсм2.
Несущая способность высокопрочного болта:
Швы крепления пояса (125x80x8) к фасонке.
Требуемые размеры сварных швов крепления раскоса 2 – 3 и 5 – 6 (70x6) к фасонке при N1=1029 кН будут:
Швы крепления пояса (125x80x8) к фасонке при N2=7364 кН.
Список использованной литературы:
СНиП 2.01.07-85 "Нагрузки и воздействия" Госстрой СССР.-М.: ЦИТП Госстроя СССР 1988 г.
СНиП II-23-81* "Стальные конструкции. Нормы проектирования" М.: ЦИТП Госстроя СССР 1990 г.
"Металлические конструкции. Элементы стальных конструкций" под редакцией В. В. Горева; М.: Высшая школа 1997 г.
"Металлические конструкции. Общий курс" учебник для ВУЗов под редакцией Е. И. Беленя; М.: Стройиздат 1991 г.
"Примеры расчета металлических конструкций" А. П. Мандриков; М.: Стройиздат 1991 г.
Компоновка конструктивной схемы каркаса . 3
Расчет поперечной рамы здания .3
1. Расчетная схема рамы 3
2. Нагрузки на поперечную раму .5
3. Статический расчет рамы .8
3.1. Исходные данные для ЭВМ ..10
3.2. Результаты расчета ЭВМ ..11
Расчет ступенчатой колонны производственного здания ..16
1. Расчетные усилия 16
2. Определение расчетных длин колонн 16
3. Подбор сечений верхней части колонн .16
3.1. Компоновка сечения ..16
3.2. Проверка устойчивости верхней части колонны в
плоскости действия момента 17
3.3. Проверка устойчивости нижней части колонны из
4. Подбор сечения нижней части колонны 18
5. Расчет и конструирование узла сопряжения верхней и нижней
6. Расчет и конструирование базы колонны .23
Расчет и конструирование стропильной фермы ..25
1. Исходные данные 25
2. Сбор нагрузок на ферму ..25
3. Подбор и проверка сечений стержней ферм .29
Расчет узлов стропильной фермы .31
1. Жесткое сопряжения стропильной фермы с колонной 31
1.1. Прикрепление верхнего пояса к колонне 31
1.1. Прикрепление нижнего пояса к колонне .32
2. Расчет узлов фермы .34
Список литературы 38

МК КП№2 (Дериглазов).dwg

Совмещенный план колонн и подкрановых балок М 1:300
Поперечная рама М 1:50
Разрез по коньку стропильных ферм
План по верхним поясам стропильных ферм М 1:300
План по нижним поясам стропильных ферм М1:300
Основной фасад и разрез по колоннам М 1:300
и схема торцевого фахверка
Анкерные болты Ф64 мм
База сплошной колонны М 1:15
Сопряжение фермы с колонной
Опирание подкрановой балки на колонну М 1:15
Отверстия для крепления
1 читать вместе с листом 2.
Материал конструкций сталь С255 по ГОСТ 27772-88.
Производство рвбот осуществлять согласно
требованиям СНиП II-18-75.
Расчетная схема рамы
Основной фасад и разрез по колоннам
План по нижним поясам стропильных ферм
План по верхним поясам стропильных ферм
Совмещенный план колонн и подкрановых балок
Конструктивная схема рамы
КП2. СФ. гр. 1193 В-41
Анкерные болты Ф46 мм
Толщина фасонок 14 мм.
Работать совместно с чертежом лист 1.
Все швы кроме отмеченных высотой по катету 6 мм
Сварка производится электродами типа Э42
Конструкции выполнены из стали С255
Опирание подкрановой балки на колонну