Розрахунок і конструювання несучих конструкцій одноповерхової промислової будівлі

[ виправити ] текст може містити помилки, будь ласка перевіряйте перш ніж використовувати.


Нажми чтобы узнать.
скачати

Міністерство освіти Російської Федерації

Ангарська державна технічна академія

Кафедра промислового та цивільного будівництва

РОЗРАХУНКОВО-ПОЯСНЮВАЛЬНА ЗАПИСКА

до курсової роботи по металевих конструкціях на тему

Розрахунок і конструювання несучих конструкцій

одноповерхового промислового будинку

Виконала студентка

Жіводерова Ольга Євгенівна

Групи ПГС-00-1

Керівник проекту

Савенков Андрій Іванович

Ангарськ, 2003

ЗМІСТ

Вихідні дані

1. Компонування конструктивної схеми каркаса будівлі

1.1 Вибір типу поперечної рами

1.2 Вибір огороджувальних конструкцій будівлі

1.3 Розбиття сітки колон

1.4 Компонування поперечної рами

1.5 Вибір кроку рам

2. Розрахунок поперечної рами каркаса будівлі

2.1 Навантаження, що діють на раму

2.1.1 Постійне навантаження

2.1.2 Снігове навантаження

2.1.3 Вітрове навантаження

2.1.4 Навантаження від мостових кранів

2.2 Статичний розрахунок поперечної рами

3. Розрахунок позацентрово-стиснутої колони рами

3.1 виборів невигідно розрахункових зусиль у колоні рами

3.2 Визначення розрахункових довжин колони в площині рами

3.3 Визначення розрахункових довжин колони із площини рами

3.4 Розрахунок верхньої частини колони

3.5 Розрахунок нижньої частини колони

3.6 Конструкція і розрахунок сполучення верхньої і нижньої частин колони

3.7 Конструкція і розрахунок бази колони

4. Розрахунок гратчастого ригеля рами

4.1 Визначення зусиль в стержнях ферми

4.2 Підбір і перевірка перерізів стержнів ферми

4.3 Розрахунок вузлів ферми

Література

ВИХІДНІ ДАНІ

Варіант 295

  • район будівництва - м. Красноярськ

  • характеристика теплового режиму в будівлі - опалюване

  • призначення будівлі - цех машинобудівного заводу

  • проліт будівлі - 30 м

  • довжина будівлі - 144 м

  • тип крана - мостовий електричний загального призначення

  • кількість кранів - 3

  • вантажопідйомність крана - 80/20 т

  • режим роботи крана - Т

  • відмітка головки підкранової рейки + 18,000

  • спосіб з'єднання елементів конструкцій: заводські - зварювання, монтажні - зварювання і чорні болти

  • тип покриття - прогонів

  • огороджувальні конструкції покриття - профільований настил

  • марка бетону фундаменту - М100

  • ліхтарні надбудова - відсутня.

1. КОМПОНОВКА КОНСТРУКТИВНОЇ СХЕМИ КАРКАС БУДІВЛІ

1.1 Вибір типу поперечної рами

Обпирання колон будівлі на фундаменти і сполучення ригелів з ​​колонами приймаємо жорстким (крани Т режиму роботи).

1.2 Вибір огороджувальних конструкцій будівлі

Тип і розміри огороджувальних конструкцій стін та покриттів вказані в таблиці 1.1.

Таблиця 1.1 Вагові характеристики конструкцій

Конструкції

Нормативна навантаження, кН / м

Коефіцієнт надійності за навантаженням

Розрахункове навантаження

кН / м

Керамзитобетонні стінові панелі

ПС (5980х1785х300)

ПС (11970х1780х300)


3,84

3,85


1,2

1,2


4,608

4,62

Гравійна захист

0,30

1,20

0,36

Тришаровий руберойдовий килим

0,10

1,30

0,13

Утеплювач-пінопласт ФРП-1 q = 1кН / м , T = 0,05

1 * 0,05

0,05

1,30

0,065

Сталевий профільований настил t = 0,001 м

0,10

1,05

0,11

Власний вага прогонів

q = 0,12 кН/м2

0,10

1,05

0,11

Власний вага ферми

L * j * k = 30 * 0,009 * 1,2 = 0,324 (L = 30 м)

0,324

1,05

0,34

1.3 Розбиття сітки колон

Відповідно до основних положень з уніфікації об'ємно-планувальних і конструктивних рішень прольоти і кроки колон призначаємо кратними 6м, висота приміщень кратна 0,6 м.

Розглянемо два варіанти: 1 варіант - крок колон 6м; 2 варіант - крок колон 12м.

1.4 Компонування поперечної рами

Вертикальні габарити будівлі:

Відстань від голівки кранової рейки до низу несучих конструкцій покриття Н 2 = (М до +100) + f = (4000 + 100) + 300 = 4400 мм (кратно 200 мм).

Висота цеху від рівня підлоги до низу кроквяних ферм Н 0 = Н 2 + Н 1 = 4400 + 18000 = 22400 мм. Приймаються найближчий більший розмір, кратний 1,8 м, - 23400 мм, при цьому коригуємо Н 1 = М 0 - Н 2 = 23400 - 4400 = 19000 мм.

Для кроку рам 6 м:

Розмір верхньої (надкрановой) частини колони Н в = h б + h р + Н 2 = 1000 + 4400 = 5400 мм.

Розмір нижньої (підкранової) частини колони Н н = Н о - Н в + Н загл, = 23400 - 5400 + 600 = 18600 мм.

Загальна висота колони рами від бази до низу ригеля Н = Н в + Н н = 5400 + 18600 = 24000 мм.

Для кроку рам 12 м:

Н в = h б + h р + Н 2 = 1600 + 4400 = 6000 мм.

Н н = Н о - Н в + Н загл, = 23400 - 6000 + 600 = 18000 мм.

Н = Н в + Н н = 6000 + 18000 = 24000 мм.

Висота ферми на опорі Н фер = 3150 мм.

Відмітка парапетной стінки +27,000.

Рис.1.1. Схема каркаса поперечної рами будівлі

Горизонтальних розміри:

Приймаються прив'язку зовнішньої грані колони до осі а = 250 мм.

Висота перерізу верхньої частини колони h н = 450 мм (не в / 12 = 5400/12 = 450 мм).

При влаштуванні проходу збоку між колоною і краном

l 1 = В 1 + (h б - а) +75 + 450 = 400 + (450 - 250) + 75 + 450 = 1125 мм. Призначаємо l 1 = 1250 мм (Кратно 250мм).

Висота перерізу нижньої частини колони h н = L 1 + а = 1250 + 250 = 1500 мм (> Н / 20 = 24000/20 = 1200 мм).

Верхню частину колони призначаємо суцільний, двотаврового перерізу, нижню частину - наскрізний (1500 мм> 1000 мм).

1.5 Вибір кроку рам

Варіант 1 (крок рам 6 м).

Вага всіх елементів, що входять в комплекс підкранової конструкції (підкранової балки зі зв'язками, гальмівної конструкції, підкранової рейки з деталями кріплення)

G н пб = (a пб L пб + g кр) L пб До пб = (0,37 · 6 +0,89) 6.1, 2 = 22,392 кН

Маса ригелів і зв'язків з покриття

; М = (247.6 / 1000 +1,8) 1,4 · 30 2 = 4135,32 кг

Маса колони

М к = ((565,2 · 5,4 / 0,3) 1,6 + (1683,69 · 18,6 / 0,5)) 7850.10 -3 / 240 = 4424,81 кг.

Варіант 2 (крок рам 12 м).

G н пб = (a пб L пб + g кр) L пб До пб = (0,37 · 12 +0,89) 12.1, 2 = 76,752 кг.

; М = (247.12 / 1000 +1,8) 1,4 · 30 2 = 6002,64 кг.

М к = ((1164,96 · 6 / 0, 3) 1,6 + (3202,95 · 18 / 0,5)) 7850.10 -3 / 240 = 8385,12 кг

Таблиця 1.2 Порівняння варіантів

Вид конструктивного ел-та

Варіант 1 (крок рам 6 м)

Варіант 2 (крок рам 12 м)


Вага ел-та,

кН

Кількість,

шт.

Вага всіх ел-тів,

кН

Витрата сталі, кг/м2

Вага ел-та,

кН

Кількість,

шт.

Вага всіх ел-тів,

кН

Витрата

стали,

кг/м2

Підкранові

балки

22,392

48

1074,816

24,88

76,752

24

1842,048

42,6

Ферми

41,3532

25

1033,83

23,93

60,0264

13

780,3432

18,06

Колони

44,2481

50

2212,405

51,21

83,8512

26

2180,132

50,47

Разом


123


100,02


63


111,17

По економічних міркуваннях для подальшої розробки приймаємо 1-ий варіант.

2. РОЗРАХУНОК поперечні рами КАРКАС БУДІВЛІ

2.1 Навантаження, що діють на раму

2.1.1 Постійне навантаження

Рівномірно-розподілене навантаження від ваги покриття, прикладена до ригелю рами, = 1,1152 · 6 = 6,69 кН / м


Ріс.2.1.Схема постійного навантаження

2.1.2 Снігове навантаження

Рівномірно розподілене розрахункова снігове навантаження, прикладена до ригелю рами,

1,5 · 1.1, 6.6 = 14,4 кН / м

2.1.3 Вітрове навантаження

q eq = W 0 k eq c e g f b = 0,38 · 0,755 · 0,8 · 1,4 · 6 = 1,93 кН / м.

з є3 = - 0,58 при b / ℓ = 144/30 = 4,8> 2, h 1 / ℓ = 27/30 = = 0,9

q eq = W 0 k eq c e3 g f b = 0,38 · 0,755 · 0,58 · 1,4 · 6 = 1,4 кН / м.

W = w 0 k т D Н 0 c e g f b = 0,38 ((0,94 +0,891) / 2) · (27 -

-23,4) 0,8 · 1,4 · 6 = 8,42 кН. W = Wc e3 / c e = 8,42 · 0,58 / 0,8 = 6,1 кН.


2.1.4 Навантаження від мостових кранів

1,1 · 0,95 (400 (1 + 0,867 + 0,475 + 0,342) +1,1 · 22,392 + 1,1 · 1,5 · 1,5 · 6 = 1161,39 кН Рис.2.2. Схема вітрового навантаження


Рис.2.3. Схема визначення вертикальної кранового навантаження

F ¢ до = (9,8 Q + Q к) / n - F к = (9,8 · 80 + +1300) / 4 - 400 = 121 кН.

D min = 1,1 · 0,95 · 121 (1 +0,867 +0,475 + +0,342) + 1,1 · 22,392 + 1,1 · 1,5 · 1,5 · 6 = = 378,86 кН.

е до = 1161,39 · 0,75 = = 871,04 кНм.

е до = 378,86 · 0,75 = = 284,15 кНм.

Розрахункова горизонтальна сила


Рис.2.4. Схема навантаження від мостових кранів

· 80 +380) / 4 = 14,55 кН.

14,55 · 2,684 = 40,81 кН.

2.2 Статичний розрахунок поперечної рами

Розрахунок виконується на ЕОМ. Результати розрахунку зведені в таблицю 2.1.

3. Розрахунок позацентрово-стиснутих колон РАМИ

3.1 виборів невигідно розрахункових зусиль у колоні рами

Для верхньої частини колони (перетин 1-1): М 1 = -392,403 кНм, N 1 = -294,75 кН; (перетин 2-2): М 2 = -339,242 кНм, N 2 = -543,65 кН, М 2 = -339,242 кНм.

Для нижньої частини колони (перетин 3-3): N 1 = -1510,65 кН, М 1 = -769,43 кНм; (перетин 4-4): N 2 = -2086,61 кН, М 2 = 688, 1521 кНм.

Співвідношення жорсткостей верхньої і нижньої частин колони ; Матеріал колони - сталь марки С245. Бетон фундаменту марки М100.

3.2 Визначення розрахункових довжин колони в площині рами

5,4 / 18,6 = 0,29 <0,6; -2086,61 / (-294,75) = 7,08> 3, Þ

Для нижньої частини колони l x1 = 2.1860 = 3720 см.

Для верхньої частини колони l x2 = 3.540 = 1620 см.

3.3 Визначення розрахункових довжин колони із площини рами

1860 см;

540 - 125 = 415 см.

3.4 Розрахунок верхньої частини колони

Перетин верхній частині колони приймаємо у вигляді зварного двутавра висотою h B = 450 мм. Для симетричного двутавра ; 0,35 · 45 = = 15,75 см; (1620/18, 9) Ö (24 / 20600) = 2,9; = 39240,3 / (294,75 · 0,35 · 45) = 8,45. Приймаються , Тоді 4; 1,34 · 8,45 = 11,34; 0,106, Þ А тр = 294,75 / (0,106 · 24) = 115,9 см 2 Компонування перерізу: · 1,2 = 42,6 см

З умови місцевої стійкості:

68,85 і 42,6 / 68,85 = 0,62 см.

Приймаються . Рис.3.1. Перетин верхній частині колони

Необхідна площа полиці

t w h w) / 2 = (115,9 - 0,8 · 42,6) / 2 = 40,91 см 2.

З умови стійкості верхньої частини колони із площини дії моменту ширина полки 415/20 = 20,75 см; з умови місцевої стійкості полиці:

2,9) Ö (20600 / 24) = 19,04

.

Приймаються b f = 36 см; t f = 1,2; А f = 36.1, 2 = 43,2 см 2> 40,91 см 2.

(36 - 0,8) / (2.1, 2) = 14,67 <19,04.

Геометричні характеристики перерізу:

Повна площа перерізу А 0 = 2.36.1, 2 + 0,8 · 42,6 = 120,48 см 2;

I x = 0,8 · 42,6 3 / 12 + 2.36.1, 2 [(45 - 1,2) / 2] 2 = 46592,2 см 4; 19,7 см; I у = 2.1, 2.36 3 / 12 = 9331,2 см 4; 8,8 см;

W x = 46592,2 / (0,5 · 45) = 2070,8 см 3; 17,19 см.

Перевірка стійкості верхньої частини колони в площині дії моменту:

l х = 1620/19, 7 = 82,23; 2,81; 39240,3 / (294,75 · 17,19) = 7,74;

1,2 · 36 / (0,8 · 42,6) = 1,27, Þ h = 1,4 - 0,02 · 2,81 = 1,34; 10,4; 7

s = 294,75 / (0,107 · 120,48) = 22,9 кН / см 2 <24 кН / см 2

Недонапруження [(24 - 22,9) / 24] 100 = 4,6% <5%.

Перевірка стійкості верхньої частини колони із площини дії моменту.

415 / 8,8 = 47,2; , 864.

Максимальний момент в середній третині розрахункової довжини стержня:

-339,242 + (-392,403 - (-339,242)) / 5,4 (5,4 - 4,15 / 3) = -378,79 кНм.

По модулю = 392,403 / 2 = 196,2 кНм; 37879.120, 48 / (294,75 · 2070,8) = 7,48.

де

l у = 47,2 <l з = = 92 b = 1; = 0,9

+0,9 · 5) = 0,18

10.0, 864 / 1] = 0,1

з = 0,18 (2 - 0,2 · 7,48) + 0,1 (0,2 · 7,48 -1) = 0,14

294,75 / (0,14 · 0,864 · 120,48) = 20,2 <24 кН / см 2.

3.5 Розрахунок нижньої частини колони

Висота перерізу 1500 мм. Підкранові гілку колони приймаємо з-подiбнi, зовнішню - складеного зварного перетину з трьох аркушів.

Визначення орієнтовного положення центру тяжіння.

Приймаються ; 150 - 5 = 145 см.

у 1 = 68815,2 / (76943 + 68815,2) 145 = 68,46 см

= 145 - 68,46 = 76,54 см

Зусилля: у підкранової гілки N в1 = 1510,65 · 76,54 / 145 + 76943/145 = 1328,1 кН

У зовнішній гілки N в2 = 2086,61 · 68,46 / 145 + 68815,21 / 145 = 1459,76 кН

Необхідна площа гілок:

Для підкранової гілки задаємося , 8; (сталь С245 фасонний прокат)

А В1 = 1328,1 / (0,8 · 24) = 69,2 см 2

За сортаментом підбираємо I 50Б1 (I 45Б1 не задовольняє вимозі по стійкості): А В1 = 91,8 см 2; i х1 = 4,22 см; i у1 = 20,3 см.

Для зовнішньої гілки 1459,76 / (0,8 · 24) = 76,03 см 2 (сталь С245 листовий прокат, , 8).

Для зручності прикріплення елементів решітки просвіт між внутрішніми гранями полиць приймаємо 471 мм. Товщину стінки швелера для зручності її з'єднання встик з полицею надкрановой частини колони приймаємо рівною 12 мм, висота стінки з умови розміщення зварних швів 510 мм.

Необхідна площа полиць:

(76,03 - 1,2 · 51) / 2 = 7,4 см 2

З умови місцевої стійкості полиці швелера

14. Приймаються 8 см; = 1,4 см; 25,2 см 2.

Рис.3.2. Перетин нижній частині колони

Геометричні характеристики гілки:

А В2 = 1,2 · 51 + 2.25, 2 = 111,6 см 2

z 0 = (1,2 · 51.0, 6 + 25,2 · 10,2 · 2) / 111,6 = 5 см

I x2 = 1,2 · 51.4, 4 2 + 2.1, 4.18 3 / 12 + 25,2 · 5,2 2 · 2 = 3908,45 см 4; 5,92 см

I у = 1,2 · 51 3 / 12 + 25,2 · 24,25 2 · 2 = 42903,45 см 4; 19,61 см.

Уточнюємо положення центру ваги перерізу колони:

h 0 = 150 - 5 = 145 см; = 111,6 · 145 / (91,8 + 111,6) = 79,6 см

у 2 = 145 - 79,6 = 65,4 см.

Відмінність від початкових розмірів істотно, тому зусилля в гілках:

N в1 = 1510,65 · 65,4 / 145 + 76943/145 = 1212 кН

N в2 = 2086,61 · 79,6 / 145 + 68815,21 / 145 = 1620 кН

Перевірка стійкості гілок: з площини рами (щодо осі у-у).

Підкранова гілка: 1860/20, 3 = 91,63; 0,602

1212 / (0,602 · 91,8) = 21,9 кН / см 2 <24 кН / см 2

Зовнішня гілка: 1860/19, 61 = 94,8; 0,6.

= 1620 / (0,6 · 111,6) = 23,9 <24 кН / см 2.

Необхідна відстань між вузлами решітки:

= 91,63, · 91,63 = 91,63 · 4,22 = 386,68 см.

Приймаються 358 см. Перевіримо стійкість гілок в площині рами. Для підкранової гілки:

358 / 4,22 = 84,83; 0,65; 1212 / (0,65 · 91,8) = 20,34 <24 кН / см 2.

Для зовнішньої гілки:

358 / 5,92 = 60,5; 03; 1620 / (0,803 · 111,6) = 18 <24 кН / см 2.

Розрахунок решітки підкранової частини колони. Поперечна сила в перерізі колони = - 46,3824 кН.

Умовна поперечна сила ;

(91,8 + 111,6) = 40,68 <46,3824 кН.

Розрахунок проводимо на Q MAX.

Зусилля стиску в розкосі

46,3824 / (2.0, 64) = 36,24 кН

150 / Ö (150 2 + (358 / 2) 2) = 0,64;

1 0 - кут нахилу розкосу.

Задаємося ;

Необхідна площа розкосу:

36,24 / (0,56 · 24.0, 75) = 3,6 см 2

R = 24 кН / см 2 (фасонний прокат зі сталі С245); (Стиснений куточок, прикріпленою одною полицею). Приймаються L 75x6 (попередні перерізу не задовольняють вимогам по стійкості): = 8,78 см 2; 1,48 см; 234,38 / 1,48 = 158; j = 0,25.

Напруження в розкосі:

36,24 / (0,25 · 8,78) = 16,5 <R g = 24.0, 75 = 18 кН / см 2.

Перевірка стійкості колони в площині дії моменту як єдиного стрижня.

Геометричні характеристики всього перерізу:

91,8 + 111,6 = 203,4 см 2;

91,8 · 79,6 два +111,6 · 65,4 2 = 1058990,5 см 4;

Ö (1058990,5 / 203,4) = 72,15 см; 3720/72, 15 = 51,6;

Наведена гнучкість

= Ö (51,6 2 + 16.203, 4 / (2.8, 78)) = 53,4;

53,4 Ö (24/20600) = 1,82.

Для комбінації зусиль, довантажують зовнішню гілку (переріз 4-4), N 2 = -2086,61 кН; М 2 = 688,1521 кНм;

68815,21 · 203,4 (65,4 +5) / (2086,61 · 1058990,5) = 0,45; , 57;

2086,61 / (0,57 · 203,4) = 18 <R = 24 кН / см 2.

Для комбінації зусиль, довантажують підкранових гілка (сеч. 3-3),

N 1 = -1510,65 кН; М 1 = -769,43 кНм

76943.203, 4.79, 6 / (1510,65 · 1058990,5) = 0,78; 1;

= 1510,65 / (0,51 · 203,4) = 14,6 <R = 24 кН / см 2.

Стійкість наскрізної колони як єдиного стрижня із площини дії моменту перевіряти не потрібно, тому що вона забезпечена перевіркою стійкості окремих гілок.

3.6. Конструкція і розрахунок сполучення верхньої і нижньої частин колони

Розрахункові комбінації зусиль в перерізі над уступом:

  1. М = 262,9552 кНм; N = 349,25 кН;

  2. М = -339,242 кНм; N = 543,65 кН.

Тиск кранів 1161,39 кН.

Міцність стикового шва перевіряємо по нормальним напруженням в крайніх точках перетину підкранової частини.

Площа шва дорівнює площі перерізу колони.

Перша комбінація М і N:

Зовнішня полку

349,25 / 120,48 +26295,52 / 2070,8 = 15,6 <R СВ = 24 кН / см 2

Внутрішня полку

349,25 / 120,48 - 26295,52 / 2070,8 = -9,8 <R СВ р = 0,85 · 24 = 20,4 кН / см 2

Друга комбінація М і N:

Зовнішня полку

543,65 / 120,48 - 33924,2 / 2070,8 = -11,9 <R СВ р = 0,85 · 24 = 20,4 кН / см 2

Внутрішня полку

543,65 / 120,48 + 33924,2 / 2070,8 = 20,9 <R СВ = 24 кН / см 2.

Товщина стінки траверси з умови зминання:

1161,39 / (34.36) = 0,9 см;

; ; 36 кН / см 2

Приймаються .

Зусилля у внутрішній полиці верхній частині колони (друга комбінація)

543,65 / 2 +33924,2 / 45 = 1025,7 кН

Довжина шва кріплення вертикального ребра траверси до стінки траверси

Приймаються напівавтоматичну зварювання дротом марки Св-08А, d = 2 мм, ; . Призначаємо ; ; ; ;

;

1025,7 / (4.0, 6.16, 2) = 26,4 см;

У стінці підкранової гілки робимо проріз, в яку заводимо стінку траверси.

Для розрахунку шва кріплення траверси до підкранової гілки (ш3) складаємо комбінацію зусиль, що дає найбільшу опорну реакцію траверси.


Така комбінація: N = 543,65 кН; М = 6,64 кНм.

543,65 · 45 / (2.150) - 664/150 + 1161,39 · 0,9 = 1122,37 кН

Коефіцієнт 0,9 враховує, що зусилля N і М прийняті для другого основного перерізу навантажень.

Необхідна довжина шва

1122,3 / (4.0, 6.16, 2) = 28,9 см

Висота траверси з умови міцності стінки підкранової гілки в місці кріплення траверси:

1122,37 / (2.0, 844.14) = 47,5 см

Приймаються 60 см.

Перевіримо міцність траверси як балки, навантаженої зусиллями N, М, Д MAX. Нижній пояс траверси приймаємо конструктивно з листа 460х12 мм, верхні горизонтальні ребра - з двох листів 180х12.

Геометричні характеристики траверси:

Положення центра ваги траверси:

у зв = (2.18.1, 2.44, 4 + 1,2 · 58,8 · 30,6 + 1,2 · 46.0, 6) / (2.18.1, 2 + 1, 2.58, 8 + 1,2 · 46) = 24,3 см

I х = 1,2 · 58,8 3 / 12 +1,2 · 58,8 · 6,3 2 + 1,2 · 46.23, 7 2 + 2.18.1, 2.20, 1 2 = +71588 , 792 см 4

71588,792 / 35,7 = 2005,29 см 3

Максимальний згинальний момент при другій комбінації зусиль:

(33924,2 / 150 +543,65 · 45 / (2.150)) (150 - 45) = 46309 кНсм

46309/2005, 29 = 23,09 <R = 24 кН / см 2

Максимальна поперечна сила в траверсі:

543,65 · 45 / (2.150) - 6,64 / 150 +1,2 · 1161,39 · 0,9 / 2 = 708,65 кН

708,65 / (1,2 · 58,8) = 12,05 <R сер = 14 кН / см 2.

3.7 Конструкція і розрахунок бази колони

Ширина нижньої частини колони 150 см> 100 см, тому проектуємо базу роздільного типу.

Розрахункова комбінація зусиль в нижньому перерізі колони (перетин 4-4):

M = 688,1521 кНм; N = 1144,86 кН

Зусилля в гілках колони:

68815,21 / 145 +2086,61 · 65,4 / 145 = 1415,72 Кн; 1620 кН.

База зовнішньої гілки.

Необхідна площа плити

1620 / 0,54 = 3000 см

; (Бетон М100).

По конструктивних міркувань звис плити c 2 повинен бути не менше 4см.

Тоді 9,9 +2 · 4 = 57,9 см. Приймаються В = 60 см;

= 3000/60 = 50 см. Приймаються L = 50 см; 50.60 = 3000 см 2.

Середнє напруження в бетоні під плитою

= 1620/3000 = 0,54 кН / см 2

З умови симетричного розташування траверс щодо центра ваги гілки відстань між траверсами у просвіті одно:

18 +1,2 - 5) = 28,4 см; при товщині траверси 12 мм з 1 = (50 - 28,4 - 2.1, 2) / 2 = 9,6 см

Визначаємо згинальні моменти на окремих ділянках плити:

Ділянка 1 (консольний звис 9,6 см)

54.9, 6 2 / 2 = 24,9 кНсм

Ділянка 2 (консольний звис )

М 2 = 0,54 · 5 2 / 2 = 6,75 кНсм

Ділянка 3 (плита, оперта на чотири сторони; b / a = 47,1 / 18 = 2,6> 2; a = 0,125);

· 0,54 · 18 2 = 21,87 кНсм

Ділянка 4 (плита, оперта на чотири сторони; b / a = 47,1 / 9,2 = 5,1> 2; a = 0,125);

, 54.9, 2 2 = 5,7 кНсм

Приймаються для розрахунку М MAX = М 1 = 24,9 кНсм.



Рис.3.4. База колони

Необхідна товщина плити = Ö (6.24, 9 / 22) = 2,6 см

Приймаються 28 мм (2 мм - припуск на фрезерування).

Висоту траверси визначаємо з умови з умови розміщення шва кріплення траверси до гілки колони. У запас міцності всі зусилля в гілці передаємо на траверси через 4 кутових шва. Зварювання напівавтоматичне дротом марки Св-08А, d = 2 мм; k ш = 8 мм. Необхідна довжина шва:

1620 / (4.0, 8.16, 2) = 31,25 см

8 = 61,2 см

Приймаються .

1620 / (4.0, 8 · (40 - 2)) = 13,3 <16,2 кН / см 2

База підкранової гілки.

Необхідна площа плити = 1415,72 / 0,54 = 2621,7 см 2

У ³ 49,5 + 2.4 = 57,5 см; приймаємо В = 60 см; 2621,7 / 60 = 43,7 см;

приймаємо L = 45 см; 45.60 = 2700 см 2.

Напруга в фундаменті під плитою 1415,72 / 2700 = 0,52 кН / см 2.

Визначимо згинальні моменти на окремих ділянках плити:

Ділянка 1. (Консольний звіс з = 5,3 см)

0,52 · 5,3 2 / 2 = 7,3 кНсм

Ділянка 2. (Плита розраховується як консоль).

= 0,52 · 11,3 2 / 2 = 33,2 кНсм

Ділянка 3. (Плита, оперта на чотири сторони; b / a = 47,1 / 9,6 = 4,9> 2;; )

0,52 · 0,125 · 9,6 2 / 2 = 6 кНсм

Приймаються для розрахунку М MAX = M 2 = 33,2 кНсм.

Необхідна товщина плити

= Ö (6.33, 2 / 22) = 3 см.

Приймаються 32 мм

Висоту траверси визначимо з умови розміщення шва кріплення траверси до гілки колони. У запас міцності всі зусилля гілки передаємо на траверси через 4 кутових шва.

Зварювання напівавтоматичне дротом марки Св-08А, d = 2 мм; k ш = 6 мм.

= 1415,72 / (4.0, 6.16, 2) = 36,4 см

Приймаються .

1415,72 / (4.0, 6 · (40 - 2)) = 15,52 <16,2 кН / см 2

4. РОЗРАХУНОК Гратчасті Ригель РАМИ

Матеріал стрижнів ферм - сталь марки С245.

4.1 Визначення зусиль в стержнях ферми

Постійне навантаження:

F g = 1,1152 · 6.3 = 20 кН

Рис. 4.1. Розрахункова схема постійного навантаження

Снігове навантаження:

F сн = 1,5 · 6.3.1 .6 = 43 кН

Рис. 4.2. Розрахункова схема снігового навантаження

Рис.4.3. Діаграма зусиль від постійної (або сніговий) навантаження


Навантаження від рамних моментів:

1) -392,403 КНм; = -161,71 КНм;

2) -392,403 - (-226,614) = -165,789 КНм; -161,71 - (-226,614) = 64,904 кНм.

Для побудови діаграми одиничний момент замінюємо парою сил з плечем, рівним розрахунковій висоті ферми на опорі:

Н = М / (h оп - S z 0) = 1 / (3,15 - 0,1) = 0,328 кН.

Значення вертикальних опорних реакцій ферми:

F A = - F B = M / ℓ = 1 / 29, 55 = 0,0338 кН.


У



Рис.4.4. Розрахункова схема зусиль

Рис.4.5. Діаграма зусиль від одиничного моменту

Розрахункові зусилля в елементах ферми зведені в таблицю 4.1.

4.2. Підбір і перевірка перерізів стержнів ферми

Результати розрахунку зведені в таблицю 4.2.

Таблиця 4.1 Розрахункові зусилля в елементах ферми, кН

Елемент

№ стрижня

Від постійної

навантаження

Від снігового навантаження

Від опорних моментів

Розрахункові зусилля




y = 1

y = 0,9

S1

від М1 = 1

S2

від М2 = 1

S1М1

S2М2

розтяг

стиск

1

2

3

4

5

6

7

8

9

11

12

Верхній пояс

А-1

0

0

0

-0,328

0

128,7

0

128,7

-


Б-3, В-4

-160

-344

-309,6

-0,267

-0,064

104,8

10,3

-

-504


Г-6, Д-7

-240

-516

-464,4

-0,199

-0,131

78,1

21,2

-

-756

Нижній пояс

Л-2

90

193,5

174,15

0,297

0,03

-49,2

1,95

283,5

-


Л-5

210

451,5

406,35

0,233

0,098

-38,6

6,4

661,5

-


Л-8

250

537,5

483,75

0,166

0,166

-27,5

10,8

787,5

-

Розкоси

1-2

-126

-270,9

-243,81

0,044

-0,044

-17,3

7,1

-

-396,9


2-3

100

215

193,5

-0,047

0,047

18,4

-7,6

315

-


4-5

-70

-150,5

-135,45

0,047

-0,047

-18,4

7,6

-

-220,5


5-6

42

90,3

81,27

-0,047

0,047

18,4

-7,6

132,3

-


7-8

-14

-30,1

-27,09

0,047

-0,047

-18,4

7,6

-

-44,1

Стійки

3-4

-20

-43

-38,7

0

0

-

-

-

-63


6-7

-20

-43

-38,7

0

0

-

-

-

-63

Таблиця 4.2. Таблиця перевірки перерізів стержнів ферми, кН

Елемент

стрижня

Розрахункове зусилля

Перетин

Площа

А,

см2

Lх / LУ,

см

iХ / iУ,

см

Х /У

[]

min

g

Проверка сечений



растяжение

сжатие









прочность

N/A £ R g

кН/см2

устойчивость

N/A) £ R g

кН/см2

1

2

3

4

5

6

7

8

9

10

11

12

13

14

Верхний пояс

А-1

128,7

-

┐┌ 110х70х6,5

22,9

277,5/277,5

2/5,44

-

-

-

-


-


-


Б-3,В-4

-

-50,4

┐┌ 160х110х9

45,74

300/300

2,85/7,75

105/39

120

0,51


0,95



21,6 < 22,8


Г-6,Д-7

-

-756

┐┌ 180х110х12

67,4

300/600

3,1/8,75

97/69

120

0,563



19,9 < 22,8

Нижний пояс

Л-2

283,5

-

┘└ 80х50х5

12,72

300/597,75

1,41/4,02

213/149

250

-


22,3 < 22,8

-


Л-5

661,5

-

┘└160х100х9

45,74

600/1800

2,85/7,67

211/235




14,5 < 22,8



Л-8

787,5

-

┘└160х100х9

45,74

600/1800

2,85/7,67

211/235




17,2 < 22,8


Раскосы

1-2

-

-396,9

┐┌ 125х80х10

30,94

197/394

2,26/6,19

87/64

120

0,634


-

20,2 < 22,8


2-3

315

-

┐┌ 63х 6

14,56

342/428

1,93/2,99

177/143

300

-


21,6 < 22,8

-


4-5

-

-220,5

┐┌ 90х 9

31,2

342/428

2,75/4,11

124/104

150

0,397

0,8

-

17,8 < 19,2


5-6

132,3

-

┐┌ 40х 4

6,16

342/428

1,22/2,04

280/210

300

-

0,95

21,52 < 22,8

-


7-8

-

-44,1

┐┌ 75х 7

20,3

342/428

2,29/3,47

149/123

150

0,28

0,8

-

7,8 < 19,2

Стойки

3-4

-

-63

┐┌ 56х 5

10,82

244/305

1,72/2,72

142/112

150

0,311



18,7 < 19,2


6-7

-

-63

┐┌ 56х 5

10,82

244/305

1,72/2,72

142/112






4.3 Расчет узлов фермы

Для сварки узлов фермы применяем полуавтоматическую сварку проволокой Св-08Г2С d=2мм; k ш max =8 мм; ; ; ; =165 · 1,05 = 173.

Несущая способность швов определяется прочностью на границе сплавления ( ) =17,3кН/см 2 ;

Расчет швов приведен в табл. 4.3.

Таблиця 4.3

стержня

Перетин

N,

кН

Шов по обушку

Шов по перу




Nоб, кН

kш, см

ℓш, см

Nп, кН

kш, см

ℓш, см

1-2

┐┌125х80х10

396,9

0,75N=

= 297,7

0,8

12

0,25N = 99,2

0,6

6

2-3

┐┌ 63х6

315

0,7N =

= 220,5


0,6



0,3N = 94,5

0,4

8

3-4

┐┌ 56х5

63

44,1


5

18,9


5

4-5

┐┌ 90х9

220,5

154,35

0,8

7

66,2

0,6


5-6

┐┌ 40х4

132,3

92,61


0,6


6

39,7

0,4


6-7

┐┌ 56х5

63

44,1



5


18,9



7-8

┐┌ 75х7

44,1

30,9



13,2



Толщина фасонок – 6 мм. Очертание фасонок – в форме прямоугольника.

ЛІТЕРАТУРА

1. Беленя Е.И. та ін Металеві конструкції. М.: Стройиздат, 1985.- 560 с.

2. СНиП 2.01.07.-85. Будівельні норми і правила. Навантаження і впливи. – М.: Стройиздат, 1988.-34 с.

3. СНиП II-23-81*. Будівельні норми і правила. Стальные конструкции.-М.: Стройиздат, 1990.-96 с.

43



Додати в блог або на сайт

Цей текст може містити помилки.

Будівництво та архітектура | Курсова
143.6кб. | скачати


Схожі роботи:
Монтаж залізобетонних конструкцій одноповерхової промислової будівлі
Монтаж збірних залізобетонних конструкцій одноповерхової промислової будівлі
Конструювання і розрахунок основних несучих конструкцій
Розрахунок і конструювання збірних і монолітних залізобетонних конструкцій каркасу одноповерхової
Конструювання і розрахунок зовнішніх огороджуючих конструкцій будівлі систем опалення та вентиляції
Стальний каркас одноповерхової промислової будівлі
Проектування збірних залізобетонних елементів каркаса одноповерхової промислової будівлі
Розр т і конструювання збірних і монолітних залізобетонних конструкцій каркасу одноповерхової виробничої
Розрахунок і конструювання сталевих несучих елементів
© Усі права захищені
написати до нас
Рейтинг@Mail.ru