Стальной каркас одноэтажного промышленного здания в г. Нижний Новгород

glavny_chertezh (5).cdw

Чертеж каркаса здания разработан на основании задания;
Материал конструкций: см. техническую спецификацию стали;
Крепление металлоконструкций производится на болтах
Анкерные болты диаметром 40мм из стали 09Г2С-4 (по
расчетным сопротивлением 230 МПа и
нормальной заделкой 1300 мм;
Заводскую полуавтоматическую сварку производить в среде углекислого
газа (по ГОСТ 8050-85) сварочной проволокой СВ-082ГС
монтажную ручную сварку - электродами Э42А
Нормы по расчету конструкций - СП 20.13330.2011. СП 16.13330.2011
профнастил НC35-1000-0
ННГАСУ-08.03.01-2021-КМ
Одноэтажное промышленное здание
Поперечный разрез М1:150
схема связей по верхним поясам стропильных ферм М1:300
схема связей по нижним поясам стропильных ферм М1:300
расчетная схема М:400
Схема связей по верхним поясам стропильных ферм
Схема связей по нижним поясам стропильных ферм
Усилия действующие на раму
Профнастил НC-35-1000-0
Гидроизоляция 1сл. изопласт КПН 3
Минераловатные плиты РУФ БАТТС -40
сл. техноэласта с посыпкой
Техническая спецификация стали
Масса металла по элементам конструкции

пз ворд.docx

Федеральное государственное бюджетное образовательное учреждение
«Нижегородский государственный архитектурно-строительный университет»
Кафедра строительных конструкций
ПОЯСНИТЕЛЬНАЯ ЗАПИСКА
К курсовому проекту
на тему: «Стальной каркас одноэтажного промышленного здания»
Студент гр.145 Шутова К. Д.
Преподаватель Иванова О.Б.
Задание на курсовую работу и исходные данные3
Компоновка каркаса.6
Статистический расчёт поперечной рамы цеха18
Расчётные сочетания усилий25
Конструктивный расчет колонны28
2 Определение расчётных длин колонн28
3 Подбор сечения верхней части колонны29
4 Подбор сечения нижней части колонны34
5 Расчёт и конструирование узла сопряжения верхней и нижней частей колонны39
6 Расчёт и конструирование базы колонны43
7 Расчет анкерных болтов46
Задание на курсовую работу и исходные данные
Запроектировать несущие конструкции стального каркаса одноэтажного промышленного здания при следующих исходных данных:
здание однопролетное без фонаря неотапливаемое;
класс ответственности 2-й;
кровля легкая по прогонам;
стеновое ограждение самонесущее;
крановое оборудование – мостовой электрический кран по ГОСТ 6711-81 грузоподъемностью 50 т;
режим работы мостовых кранов – 4К-6К;
пролет здания –36 м;
высота до низа конструкции H = 168 м;
отметка головки рельса – 1345м;
класс бетона B125 (;
монтаж производится на болтах и сварке.
Габаритная высота мостового крана по ГОСТ 6711-81 Hc=3150 мм.
Hcom≥HC+100+f=3150+100+400=3650 мм
f=400мм - зазор учитывающий прогиб конструкций покрытия;
- конструктивный зазор.
H0 = Ht+ Hcom=13450+3650=17100 мм принимаем H0 =17400 мм.
Длина верхней части колонны (от уступа до низа ригеля):
H2=hcв+20 мм+hra+Hcom=1500+20+3650+130=5300 мм
hcв=(17 110)Bfr(при шаге ферм 12 м) – предварительная высота подкрановой балки.
hra =130 мм - высота рельса принимается по ГОСТ.
При заглублении базы на 1000 мм ниже отметки чистого пола:
H1= H0-H2+ hв =17400+1000-5300=13100 мм
Полная высота колонны:
H= H1+ H2=13100+5300=18400 мм
- высота фермы на опоре (в обушках уголков)
Для обеспечения поперечной жесткости каркаса высота поперечного сечения колонн ориентировочно должна быть:
- привязка колонны крайнего ряда – в зданиях при Но 30м с кранами режима работы 1К-6К.
Принимаем: ; привязка .
Расстояние от разбивочной оси ряда колонн до оси подкрановой балки должно удовлетворять условию:
где - вылет концевой балки за пределы оси рельса;
- конструктивный зазор между торцом мостового крана и внутренней плоскостью колонны.
Рис. 1. Компоновка поперечной рамы.
Нагрузка от веса покрытия включает в себя нагрузку от веса кровли профилированного настила и прогонов а также от веса конструкции шатра.
Для удобства расчетов сведем все нагрузки в таблицу 2.1.
Таблица 2.1 – Определение постоянной нагрузки на ригель
Нормативная нагрузка gan кНм2
Гидроизоляция 2 слоя техноэласта с посыпкой
Утеплитель мин.ват.плиты РУФ БАТТС толщина t=40мм; γ=160 кгм3
Пароизоляция – 1 слой
Всего: gan = 0597 ga =0796
Линейная расчетная нагрузка на ригель рамы
Sg=05 кПа(I снеговой район)
lc=2b -= 2*36 -= 63м
Ce=(1.2-0.4)(08+0002*lc)=(12-04)(08+0002*63)=0766
S=γfs*Ce*Ct**Sg=1.4*0.766*1*1*05=0536кН
Принимаем настил НС35-1000-08 длиной 9м с нагрузками для трехпролетной схемы 0796кНм2вес настила 0084кНм2
На прогон покрытия действует нагрузка от веса покрытия и веса снегового покрова. Постоянная нагрузка от веса покрытия приведена в табл.3.1.
Тип и состав покрытия
Профнастил НС35-1000-08
Всего: gan = 0298 ga =0345
Нормативная линейная нагрузка от веса покрытия на прогон:
pn-нормативная нагрузка от покрытия кНм2
Расчетная линейная нагрузка от веса покрытия на прогон
p- расчетная нагрузка от веса покрытия кНм
Нормативная линейная нагрузка от веса снегового покрова на прогон определяется по формуле:
Расчетная линейная нагрузка от веса снегового покрова на прогон:
Суммарная нормативная нагрузка на прогон составляет:
qan=γn(qn+qsn+qпрп)кНм
qпрп-нормативное значение веса 1п.н. прогона(принимаем 042кНм)
qan=1(0894+1149+042)=2463кНм
Суммарная расчетная нагрузка на прогон:
qa=1(1035+1608+0441)=3084кНм
В общем случае прогоны расположенные на скате кровли работают на изгиб в двух плоскостях.
α=1146 – угол наклона кровли к горизонту;
qx=3084*0.9997=3083кНм
qy=3084*0.02=0062кНм
Расчетные моменты составляющих qx и qy:
В соответствии с принятой расчетной схемой прогона максимальное усилие в прогоне:
Для климатического района подбираем сталь для прогона. Прогоны относят к 3 группе конструкций(прил.В[1]согласно таблице для неотапливаемого здания принимаем сталь С245Ry=240Нмм2)
Предельные относительные прогибы для балок принимаются в зависимости от величины пролета по табл.Д[1]
fu=l250=12250=0048м=48см
Требуемый момент сопротивления из условия обеспечения прочности по нормативным напряжениям:
Требуемый момент инерции сечения прогонов из условия обеспечения жесткости по формуле:
По сортаменту подбираем двутавр I30:
Ix=7080см4 Sx=268см3
b=135мм t=102 мм m=365кг
=(0894+1149+0365)=2408кНм
=(1035+1608+105*0365)=3026кНм
=3026*09997=3025 кНм
Поверим принятое сечение
Определяем прогиб балки в середине пролета:
Касательные напряжения в опорном сечении балки проверяем по формуле:
Rs=0.58*Ry=058*240=13924 Нмм2
При изгибе в двух плоскостях проверку выполняем по формуле:
Проверка выполняется.
Сплошные прогоны l=12м I30
Собственный вес ферм и связей покрытия
Всего: gan = 0819 ga =0892
Постоянная нагрузка по ригелю принимается в виде равномерно-распределенной нагрузки с интенсивностью qa:
qa=γn*Bfr*fi*gin=1*12*0892=107кНм
Постоянная нагрузка на колонны:
Расчетная нагрузка от собственного веса покрытия на колонны рамы:
G1g=0.5*qa*L=05*107*36=1926кН
Расчетную нагрузку от веса стенового заполнения не учитываем т.к по заданию приняты самонесущие стены передающие свой вес на фундамент.
Расчетный вес колонны:
Верхняячасть(20%): F2=Gв=γn*γf*0.2*0.6*(Bcol*L2)=1*105*02*06*(12*18)=2722кН
F1 =γn*γf*08*06*(Bcol*L2)=1*105*08*06*(12*18)=10886кН
Линейная расчетная нагрузка на ригель рамы:
Расчетная нагрузка на колонну рамы от снега:
Fs=05*qs*L=05*6432*36=115776кН
Расчетная нагрузка на раму с наветренной стороны
γfw=14-коэффициент надежности по ветреной нагрузке.
-нормативное значение ветрового давления( принимаем 030 кПа для II ветрового района)
Низ фермы: H-hb=184-1=174м
Верх здания H-hb+hrt+12=184-1+315+12=2175м
k(ze) - коэффициент учитывающий изменение ветрового давления для высоты ze(11.1.6 );
ze-коэффициент пульсации давления ветра(11.4)
-коэффициент пространственной корреляции пульсации давления ветра(11.1.11)
(1+122055) = 025 кНм
5 (1+106055) = 031 кНм
98 (1+0956 05352) = 036 кНм
7 (1+0910527) = 039 кНм
Ca-аэродинамический коэффициент
Линейная расчетная ветровая нагрузка на колонну с подветренной стороны:
Эквивалентная нагрузка:
Cосредоточенная нагрузка:
Wa=(hrt+1.2)=(315+12)=2193кН
Wр=(hrt+1.2)=(315+12)=137кН
Нагрузка от мостовых кранов
=10 * (11*085*455*287+105*50 +12*15*1*12)=110363кН
Mmax=Dmax*e=110363*05=551815кНм
Mmin=Dmin*e=40898*05=204475кНм
T=γn*γfc**Twn*Yi=1*11*085*1555*287=3518кН
Рис. 2. Определение нагрузки от мостовых кранов.
От собственного веса покрытия:
Расчетный вес колонн с учетом поверностной массы стен и остекления:
Верхняя часть колонны
Нижняя часть колонны
Вертикальное давление кранов
Нагрузочные крановые моменты
Поперчное торможение кранов
Равномерное распределение давление ветра на стойки
Сосредоточенное давление ветра на шатёр
Статистический расчёт поперечной рамы цеха
На основании принятой конструктивной схемы и компоновки рамы устанавливаем её расчётные схемы. Расчёт рам выполним методом перемещений. Назначим соотношения жесткостей элементов рамы.
M=0125(qa+qs)*L2=0125(107+6432)*362=277538кНм
Отношение момента инерции верхней части колонны к нижней
Неравенство выполняетсяпринимаем конечную жесткость ригеля
Расчёт на нагрузки от собственного веса покрытия
Вычисляем параметры:
e = (h1-h2)2= (10-045)2=0275 м
Mc=(G1g+Gв)e=(1926+2732)0275=60478кНм - получим изгибающие моменты по формулам:
M4=Mgk4+Mcm4=22562953(-072567)+ 60478 015092=-154605кНм
M3=Mgk2+Mcm2=22562953 (-030561)+ 60478 (-027518)=-85597 кНм
M2=Mgk2+Mc(1+m2)= -2511897Кнм
M1=Mgk1+Mcm1=22562953073374+60478 (-032636)=145816 кНм.
Q1=13048кН Q3=1302кН
N1=-21982-10886= -32868кН
N2= N3=-1926-2722= -21982кН
коэффициенты k1÷k4 найдены по таблице 3.1 методических указаний[3]
коэффициенты m1÷m4 – по таблице 3.2 методических указаний[3].
Рис.3.1 Эпюры моментов поперечных и продольных сил в раме от постоянных нагрузок
Расчёт на нагрузки от снега
Mg=gs*L2[12(2k-k4)]==13563кНм
Mc=Fs*l=115776*0.275=3184кНм
Изгибающие моменты получим по формулам
M4=Mgk4+Mcm4=13563 (-072567)+ 3184 015092=-93617кНм
M3=Mgk2+Mcm2=13563 (-030561)+ 3184(- 027518) = -50211кНм
M2=Mgk2+Mc(1+m2)= -1837кНм
M1=Mgk1+Mcm1=13563073374+3184(- 032636)= 89126кНм.
Погрешность:100%=0195%
Рис.3.2 Эпюры моментов поперечных и продольных сил в раме от снеговой нагрузки.
Расчёт на крановые моменты тележка слева
Коэффициент пространственной жесткости каркаса α=a·γ
γ= 085- коэффициент условий работы пространственного блока;
Тогда: α=0226 ·165085=0439.
Изгибающие моменты в левой стойке:
M4=-m4Mmax+ΔMk4α=-015092551815+(551815-204475)0194510439=
M3=-m2Mmax+ΔMk2α=027518551815+(551815-204475)(-002314) 0439=1482794кНм
M2=-(1+m2)Mmax+ΔMk2α=-4035346кНм
M1=-m1Mmax+ΔMk1α=032636551815+(551815-204475)0439
Поперечные силы в левой стойке:
Погрешность:100%=36%
Изгибающие моменты в правой стойке:
M4=-m4Mmin-ΔMk4α=-015092204475-(551815-204475) 0194510439=
M3=-m2Mmin-ΔMk2α=027518204475-(551815-204475)(-002314) 0439=59835 кНм
M2=-(1+m2)Mmin-ΔMk2α=-(1+(-027518)204475-(551815-204475)(-002314) 0439 =-14463957кНм
M1=-m1Mmin-ΔMk1α=032636204475-(551815-204475)0439
Погрешность:100%=099%
В левой стойке: N1 = -Dmax = -110363кН
В правой стойке: N1 = -Dmin = -40898кН
Рис.3.3 Эпюры моментов поперечных и продольных сил в раме от крановых моментов (тележка слева)
Расчёт на силу поперечного торможения приложенную к левой стойке.
Принимаем точку приложения силы Т на уровне уступа колонны. Тогда изгибающие моменты в левой стойке:
M4=(t4+k4α)TH=(-009729+0091270439)3518184=-36745кНм
M2=(t2+k2α)TH=(010048+(-001001) 0439) 3518184=62165кНм
M1=(t1+k1α)TH=(-011704+(-025452) 0439) 3518184=-148912 кНм.
Изгибающие моменты в правой стойке
M4=-k4αTH=-26231 кНм
M1=-k1αTH=73151 кНм.
Погрешность:(3518-34774)34774=1167%
Поперечная сила в правой стойке:
Рис.3.4 Эпюры моментов и поперечных сил в раме от поперечного торможения.
Расчёт на ветровую нагрузку ветер слева
Усилия в левой стойке равны:
M4=k4qacH2+m4W0H=0049783821842+0131363563184=150499кНм
M2=k2qacH2+m2W0H=002207382 +(-01587)3563184=18138кНм
M1=k1qacH2+m1W0H=-039478382+(-036928)3563184=
усилия в правой стойке:
M4=k4qwapH2-m4W0H= -0083612391842-0131363563184=-153772 кНм
M2=k2qwapH2-m2W0H=-0018152391842-001587 3563184=-42817 кНм
M1=k1qwapH2-m1W0H=239 0488641842-(-036928) 3563184=637484 кНм
)(qwae+qwpe)*H+=(382+239)184+3563=149894кН
)64991+84802=149793кН
Погрешность: (149894-149793)1001497930067%
При ветре справа эпюры всех усилий в стойках будут зеркальны эпюрам усилий от ветра слева. Поэтому их можно найти без дополнительного расчёта.
Рис.3.5 Эпюры моментов и поперечных сил в раме от ветровой нагрузки (пунктиром ветер – справа)
Расчётные сочетания усилий
Полученные в результате статического расчёта усилия в раме запишем по сечениям в сводную таблицу. Так как рама проектируется с симметричными стойками то соберём усилия на одну стойку. При этом будем учитывать что сила поперечного торможения может быть приложена к любой из стоек вправо или влево.
Для расчета анкерных болтов необходимо найти расчетное сочетание Мmax при наименьшем значении нормальной силы Nmin. При этом значение усилия от постоянных нагрузок необходимо умножить на коэффициент
Из таблицы выберем наиболее неблагоприятное расчётное сочетание усилий.
Коэффициент сочетаний
Верхняя часть стойки
Собственный вес покрытия
Давление кранов тележка слева
Давление кранов тележка справа
Поперечное торможение на левой стойке
Поперечное торможение на правой стойке
Таблица 4.1 -Сводная таблица усилий в левой стойке
Таблица 4.2 - Основные расчётные сочетания усилий в левой стойке
Конструктивный расчет колонны
Требуется подобрать сечение сплошной верхней и сквозной нижней частей колонны однопролётного производственного здания (ригель имеет жёсткое сопряжение с колонной). Расчётные усилия:
для верхней части колонны в узле (В)М= -454938 кНм N=-308376 кН.
для нижней части колонны N2= -15365084 кН; М2= 8888233кНм(изгибающий момент догружает шатровую ветвь); N1=-1321947 кН; М1= -6394911кНм (изгибающий момент догружает подкрановую ветвь); Qmax= 1090446 кН.
Соотношение жёсткостей верхней и нижней частей колонны материал колонны – сталь марки С 245 Ry =240 МПа.
2 Определение расчётных длин колонн
Определение расчетных длин колонны. (Приложение И)
Расчетные длины колонны в плоскости рамы:
для нижней части колонны м
Коэффициент находится по таблице И2 [1] т.к. в однопролетной раме с жестким сопряжением ригеля с колонной верхний конец колонны закреплен только от поворота.
Расчетные длины колонны из плоскости рамы для нижней и верхней частей колонны равны соответственно:131 м; 53-15 = 38 м.
3 Подбор сечения верхней части колонны
Сечение верхней части колонны принимаем в виде сварного двутавра высотой h2= 450 мм.
Определим требуемую площадь сечения.
Компонуем сечение с учетом ограничений условиями местной устойчивости.
ex=MN=45494308376=14753см
Относительный эксцентриситет mx=exρ=147531575 =936
ρ =035h2=03545=1575 cм – ядровое расстояние
На этапе компоновки используем условие предельного отношения расчетной высоты стенки к ее толщине:
Принимаем tf=18 мм h=45-218=414 cм
см что больше минимальной необходимой ширины:
Предельное отношение ширины полки к толщине:
Предельное отношение
при bf=26 см; tf=18 см : bf tf=1444.
Принимаем h2=45 bf=26 см; tf=18 см; =08 см; h=414 cм;
А= близка к требуемой площади см2
Рис. 5.1 Поперечное сечение верхней части колонны
m=MxNρx=454943083761698=8688см
= lefy2iy=380645= 5891
= lefx2ix=15901954= 8137
= 86881346 = 11694cм.
=010188 (прил. Д.3 [1])
Проверка устойчивости верхней части колонны в плоскости действия момента примет вид:
Проверка устойчивости из плоскости действия момента согласно п. 9.2.8 [1]
где: по табл. Д.1 [1]
Отношение расчетной высоты стенки к её толщине должно подчиняться условию:
Максимальный момент в пределах средней трети расчетной длины верхнего участка колонн:
Тогда согласно п. 9.2.5.
= 065+005 = 065+0055=09
c5 = 1 (1+095) = 018
= 987(1-004+0091954)+ = 1502
φу = (05(1502– ) = 0834
α = 8()2(1+ ) = 4039
φ1 = 192 ()2 = 232 >085 тогда
φb = 068+ 021φ1 = 068 +021 232 = 116 >1
с10 = 1(1+1008341) = 0107
с = 018(2-02669)+0107 (02669-1) = 0155
Проверка местной устойчивости стенки:
Условие устойчивости стенки:
Следовательно местная устойчивость стенки обеспечена.
4 Подбор сечения нижней части колонны
Сечение нижней части колонны сквозное состоящее из двух ветвей соединенных решеткой. Высота сечения =10м = 100см. Подкрановую ветвь колонны принимаем из широкополочного двутавра а шатровую ветвь - составного сечения из трех листов.
Действующие на ветви колонн усилия составляют:
в подкрановой ветви M=-6394911кНм N=-1321947кН
в шатровой ветви M=8888233кНм N=-15365084кН
Расчетная длина нижней части колонны в плоскости действия моментов lefx1=24248м из плоскости lefу1=131 м.
Ветви между собой соединены решеткой из одиночных уголков располагаемых под углом 45º к горизонтали (раскосами) в сочетании со стойками.
Поскольку проектируемое сечение не симметрично то задаемся:
y2 – расстояние от центра тяжести всего сечения до наиболее нагруженной (шатровой) ветви.
Максимальные усилия:
в шатровой ветви Nв2=(1536508406)10+(888823310)=181073 кН
в подкрановой ветви Nв1=(132194704)10+(639491110)=11682699 кН
Расчет подкрановой ветви
Из условия обеспечения общей устойчивости колонны из плоскости действия момента (из плоскости рамы). Высоту двутавра подкрановой ветви назначают в пределах .
При 131 м высота двутавра должна быть в пределах от 655 см до 4366 см.
Назначаем двутавр № 40Ш7 по ГОСТ 26020-83 со следующими геометрическими характеристиками:
h=446 мм Aв1=36909 см2 Jx=12254361 см4 Wx=549520 см3 ix=18121смIy=2254707 см4 iy=7816 смtf=400ммtw=250ммbf=31300 мм
чему соответствует (Прил. Д1 [1] сеч типа b)
Проверка устойчивости ветви:
Гибкость ветви в плоскости действия момента при расстоянии между узлами решетки (по оси y1- y1):
Расчет шатровой ветви
Ориентировочная площадь сечения ветви при средних значениях φ=075:
Для удобства прикрепления элементов решетки просвет между внутренними гранями полок принимаем равными расстоянию между внутренними гранями полок двутавра подкрановой ветви т.е.358 мм. Толщину стенки швеллера для удобства ее соединения встык с полкой надкрановой части колонны принимаем равной tw = 18 мм. Высота стенки швеллера из удобства размещения сварных швов будет bf2=450 мм (с учетом размеров проката).
Требуемая площадь полок будет:
Из условия местной устойчивости полки швеллера:
Поэтому принимаем конструктивно: bf = 150 мм;tf = 20 мм 2
Геометрические характеристики ветви:
Уточняем положение центра тяжести колонны
= 1000-447 = 9553 мм;
В связи с отличием y1 и у2 от первоначально принятых размеров усилия в ветвях пересчитываем:
в шатровой ветви Nв2=(15365084026)10+(888823310)=1288315 кН
в подкрановой ветви Nв1=(1321947069)10+(639491110)=155163 кН
Проверка устойчивости ветвей из плоскости рамы (относительно оси у-у):
Рис 5.3. Поперечное сечение подкрановой части колонны
Расчет решетки подкрановой части колонны.
Поперечная сила в сечении колонны = 1090446 кН
Фиктивная поперечная сила п.7.2.7.[1]
В связи с этим решётку рассчитываем на большую поперечную силу
Усилие сжатия в раскосе:
Задаёмся = 100 0490 (прил. Д1);
где = 075 (сжатый уголок прикрепляемый одной полкой).
Принимаем 75х6 :863 см2; =159 см; =247см
Напряжение в раскосе:
Гибкость раскоса не превышает предельную ограниченную нормами.
Проверка устойчивости колонны в плоскости действия момента как единого стержня
Геометрические характеристики всего сечения:
9092+1416913 2 =931073889 см4;
Приведённая гибкость:
Для комбинации усилий догружающих наружную ветвь =15365084кН;
;0261(прил. Д4 [1]);
Для комбинации усилий догружающих подкрановую ветвь =1321947кН;
; 0478 (прил. Д4 [1]);
Устойчивость обеспечена.
Устойчивость сквозной колонны как единого стержня из плоскости действия момента проверять не нужно так как он обеспечена проверкой устойчивости отдельных ветвей.
5. Расчёт и конструирование узла сопряжения верхней и нижней частей колонны
Расчетные комбинации усилий в сечении над уступом:
) = 1411716 кНм; =-21982 кН;
) = -141293 кНм; = -375596кН;
Давление кранов = 110363 кН.
Прочность стыкового шва (Ш1) проверяем в крайних точках сечения надкрановой части. Площадь шва равна площади сечения колонны. Принимаем полуавтоматическую сварку сварочной проволокой СВ-08Г2С ГОСТ 2246*-70 в углекислом газе по ГОСТ 8050-85. Расчетное сопротивление сварного соединения
Первая комбинация и :
Вторая комбинация и :
Здесь —расчётное сопротивление стыкового шва по пределу текучести.
Прочность шва обеспечена с большим запасом.
Толщину стенки траверсы определяем из условия её смятия
Расчетное сопротивление смятию торцевой поверхности
-нормативное временное сопротивление для листовой стали
-коэффициент надежности по материалу
Усилие во внутренней полке верхней части колонны (вторая комбинация): 501782 кН.
Определяем длину шва крепления внутренней полки верхней части колонны к стенке траверсы. Принимаем полуавтоматическую сварку проволокой марки Св-08А =18 кНсм2;= 09; = 105 (табл. 38 [1])
Расчет ведется по металлу шва
В стенке подкрановой ветви делаем прорезь в которую заводим стенку траверсы.
Для расчёта шва крепления траверсы к подкрановой ветви (Ш3) составляем комбинацию усилий дающую наибольшую опорную реакцию траверсы.
= 375596кН; = 141293 кНм:
Требуемая длина шва:
Из условия прочности стенки подкрановой ветви в месте крепления траверсы определим высоту траверсы по формуле
=25 мм - толщина стенки двутавра 40Ш7;
расчётное сопротивление срезу фасонного проката из стали С245.
Проверим прочность траверсы как балки нагруженной усилиями N M и Dmax. Нижний пояс траверсы принимаем из листа 358×10 мм верхние горизонтальные рёбра – из двух листов 150×10 мм.
Найдём геометрические характеристики траверсы.
Положение центра тяжести сечения траверсы:
Максимальный изгибающий момент в траверсе при 2–ой комбинации усилий:
=()=+)(=(+)(100-45)=1241895кНсм
Максимальная поперечная сила в траверсе с учётом усилия от кранов:
Коэффициент =12 учитывает неравномерную передачу усилия :
Рис.5.4 Узел сопряжения верхней и нижней частей колонны
6. Расчёт и конструирование базы колонны
Проектируем базу раздельного типа 9732994 365 2624
Расчётные комбинации усилий в нижнем сечении колонны:
) = 8888233 кНм; =-15365084кН (для расчёта базы шатровой ветви);
) = -6394911 кНм; = -1321947кН (для расчёта базы подкрановой ветви).
Усилия в ветвях колонны:
-для подкрановой ветви
То есть наиболее загруженной является база подкрановой ветви.
База подкрановой ветви:
требуемая площадь плиты 171162 см2
где -расчетное сопротивление бетона осевому сжатию
По конструктивным соображениям свес плиты должен быть не менее 4 см. Тогда = 446+27= 460 мм= 46 см
21см;принимаем=42см; 4246=1932см2>.
Среднее напряжение в бетоне под плитой
Расстояние между траверсами в свету равно
при толщине траверсы 10 мм свес плиты составит = = 435 см
Определяем изгибающие моменты на отдельных участках плиты.
Участок 3: 248 ; =0125:
Принимаем для расчёта =2177 кНсм
Требуемая толщина плиты ==217см
Принимаем = 22 мм (с учетом припусков на фрезеровку).
Высоту траверсы определяем из условия размещения шва крепления траверсы к ветви колонны. В запас прочности все усилие в ветви передаём на траверсы через четыре угловых шва. Сварка полуавтоматическая проволокой марки СВ08А d = 14-2 мм; = 6 мм.
Требуемая длина шва определяется по формуле:
Крепление траверс к плите принимаем угловыми швами ручной сваркой электродами Э42А по ГОСТ 9467-75 для которых
(1 см учитывает возможный непровар по длине каждого из швов)
принимаем kf=10 мм по таблице 38 [1]
Проверяем прочность траверсы работающей на изгиб
База шатровой ветви наименее нагружена поэтому ёё размеры принимаем конструктивно опираясь на размеры базы подкрановой ветви.
Размеры траверс: ttr=10 мм htr=420 мм
Толщина плиты tpl=22 мм 4642=1932см2
Рис.5.5 Проверка прочности траверсы
Рис 5.6 Конструирование базы колонны
7 Расчет анкерных болтов
Для анкерных болтов усилием в нижнем сечении колонны являются:
М= 7833 кНм N=-32868
Тогда требуемая площадь нетто поперечного сечения анкерных болтов будет:
ГдеRba – расчётное сопротивление растяжению анкерного болта из стали ВCт3кп2 по ГОСТ 19281* (Г7 [1]).Тогда требуемая площадь нетто одного болта будет:
По ГОСТ принимаем четыре болта диаметром 36 мм с площадью нетто каждого
Длина заделки болта в бетон фундамента должна быть не меньше 1300 мм.
Плитка под анкерные болты
Плитка под анкерные болты работает на изгиб как свободно лежащая на траверсах балка нагруженная двумя сосредоточенными силами . Из расчёта было принято два болта на одну раздельную базу.
просвет между траверсами будет:b0=313мм
Тогда максимальный изгибающий момент в пролёте плитки будет:
Требуемый момент сопротивления сечения плитки:
Ry=230 МПа для стали С255 при толщине листа от 20 до 40 мм.
Назначаем сечение анкерной плитки b×t=300×40 мм двумя отверстиями диаметром d0=db+3 мм=40 мм
Фактический момент сопротивления нетто плитки
СП 16.13330.2011 Cтальные конструкции издание 2017г.
СП 20.13330.2011 Нагрузки и воздействия 2011г.
Лампси Б. Б. Расчёт стального каркаса одноэтажного промздания. Метод. указ. по курсовому проектированию.