Проектирование металлических несущих конструкций одноэтажного производственного здания.

Оглавление
1. ИСХОДНЫЕ ДАННЫЕ
2. КОМПОНОВКА ПОПЕРЕЧНОЙ РАМЫ
3. РАСЧЕТ ПОДКРАНОВОЙ БАЛКИ
3.1. ОПРЕДЕЛЕНИЕ НАГРУЗОК И ВНУТРЕННИХ УСИЛИЙ
3.2. ПОДБОР СЕЧЕНИЯ ПОДКРАНОВОЙ БАЛКИ
3.3. ПРОВЕРКА ПРОЧНОСТИ ПОДКРАНОВОЙ БАЛКИ
4. СБОР НАГРУЗОК
4.1. ПОСТОЯННАЯ НАГРУЗКА
4.2. СНЕГОВАЯ НАГРУЗКА
4.3. ВЕТРОВАЯ НАГРУЗКА
4.4. ВЕРТИКАЛЬНЫЕ УСИЛИЯ ОТ МОСТОВЫХ КРАНОВ
4.5. ГОРИЗОНТАЛЬНАЯ НАГРУЗКА ОТ МОСТОВЫХ КРАНОВ
5. СТАТИЧЕСКИЙ РАСЧЕТ
6. РАСЧЕТ КОЛОННЫ
6.1. ОПРЕДЕЛЕНИЕ РАСЧЕТНЫХ ДЛИН КОЛОННЫ
6.2. ПОДБОР СЕЧЕНИЯ ВЕРХНЕЙ ЧАСТИ КОЛОННЫ
6.3. ПОДБОР СЕЧЕНИЯ НИЖНЕЙ ЧАСТИ КОЛОННЫ
6.4. РАСЧЕТ И КОНСТРУИРОВАНИЕ УЗЛА СОПРЯЖЕНИЯ ВЕРХНЕЙ И НИЖНЕЙ ЧАСТЕЙ КОЛОННЫ
6.5. РАСЧЕТ И КОНСТРУИРОВАНИЕ БАЗЫ КОЛОННЫ
7. РАСЧЕТ СТРОПИЛЬНОЙ ФЕРМЫ
7.1. СБОР НАГРУЗОК НА ФЕРМУ
7.2. ОПРЕДЕЛЕНИЕ УСИЛИЙ В СТЕРЖНЯХ ФЕРМЫ
7.3. ПОДБОР СЕЧЕНИЙ ФЕРМЫ
7.3. РАСЧЕТ УЗЛОВ ФЕРМЫ
7.4. ОПОРНЫЙ УЗЕЛ
СПИСОК ЛИТЕРАТУРЫ

Ш.СВ = 18 кН/см2; RУ.С.СВ = 16,5 кН/см2.
Тогда длина сварного шва .
lШ2<85·βШ·kШ = 85·0,9·0,6 = 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 N = -1575,8 кН, М = 205,5 кН·м.
,
k – коэффициент, который учитывает неравномерность передачи усилия, принимаем равным 1,2.
Коэффициент 0,9 учитывает, что усилия N и М приняты для 2-го основного сочетания нагрузок.
.
Тогда требуемая длина сварного шва рассчитывается по формуле:
.
lШ3<85·βШ·kШ = 85·0,9·0,6 = 46 см.
Из условия прочности стенки подкрановой ветви в месте крепления траверсы определяем высоту траверсы hТР по формуле:
,
где tСТ.В – толщина стенки двутавра 45Б1, 7,6 мм;
RСР – расчетное сопротивление срезу фасонного проката из стали ВСт3кп2, 13 кН/см2.
, принимаем hТР = 80 см.
Проверим прочность траверсы как балки, нагруженной усилиями N, M, и DМАХ. Расчетная схема и сечение траверсы приведены на рисунке. Нижний пояс траверсы принимаем конструктивно из листа 420×12 мм, верхние горизонтальные ребра из двух листов 180×12 мм.
Найдем геометрические характеристики траверсы. Положение центра тяжести сечения траверсы:
Рис. 6.3 Поперечное сечение траверсы
;
IX = +78,8·2·4,62 + 1,2·42·35,42 + 2·18·1,2·292 = 184376 см4;
Максимальный изгибающий момент в траверсе возникает при 1-й комбинации усилий:
;
Напряжения, возникающие в траверсе находим по формуле:
кН/см2.
Максимальная поперечная сила в траверсе с учетом усилия от кранов возникает при комбинации усилий .,
коэффициент k = 1,2 учитывает неравномерную передачу усилия DМАХ.
Найдем касательные напряжения, возникающие в траверсе:
.
6.5. Расчет и конструирование базы колонны
Ширина нижней части колонны составляет 1 м, поэтому проектируем раздельную базу.
Расчетные комбинации усилий в нижнем сечении колонны: М2 = 947,5 кН·м, N2 = -2572,3 кН (для расчета базы наружной ветви); М1 = -216,7 кН·м, N1 = -1298,6 кН (для расчета базы подкрановой ветви).
Усилия в ветвях колонны определяем по формулам:
База наружной ветви
Требуемая площадь плиты
, где
RФ = γ·Rб = 1,2·0,7 = 0,84 кН/см2,
Rб = 0,7 кН/см2,
По конструктивным соображениям свес плиты с2 должен быть не менее 4 см. Тогда ширина плиты В ≥ bК + 2с2 = 44,5 + 2·4 = 52,5 см, принимаем В = 60 см. Длина плиты вычисляется как L = ATP/B = 3381,3/60 = 56 см, принимаем L = 58 см. Тогда фактическая площадь плиты АФАК = 60·58 = 3480 см2 > АТР.
Среднее напряжение в бетоне под плитой:
.
Из условия симметричного расположения траверс относительно центра тяжести ветви расстояние между траверсами в свету равно: 2·(bП + tСТ – z0) = 2·(18 + 2,0 –5,6) = 28,8 см. Толщина траверсы 1,2 см: с1 = (58 – 28,8 – 2·1,2)/2 = 13,4 см.
Определяем изгибающие моменты на отдельных участках плиты:
Участок 1(консольный свес с = с1 = 13,4 см)
.
Участок 2 (консольный свес с = с2 = 6,4 см)
.
Участок 3 ( плита, опертая на четыре стороны; b/a = 42/18 = 2,3 > 2, α = 0,125)
М3 = α·σФ·а2 = 0,125·0,81·182 = 32,8 кН·см.
Участок 4 (плита, опертая на четыре стороны; b/a = 42/8,8 = 4,8 > 2, α = 0,125)
М4 = α·σФ·а2 = 0,125·0,81·8,82 = 7,8 кН·см.
Принимаем для расчета МMAX = М3 = 72,7 кН·см.
Требуемая толщина плиты , принимаем две плиты толщиной tПЛ = 2,4 см каждая.
Высоту траверсы определяем из условия 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 определяется по формуле:
см, принимаем 56 см.
lШ3<85·βШ·kШ = 0,85·0,9·0,8 = 61 см.
принимаем высоту траверсы hТР = 60 см.
Крепление траверсы к полите принимаем угловыми швами kШ = 10 мм.
,
где ΣlШ = (60 + 2·6,4+42,3)·2 = 230,2 см,
.
Швы удовлетворяют требованиям прочности. При вычислении суммарной длины швов с каждой стороны шва не учитывалось по 1 см на непровар.
База подкрановой ветви
Требуемая площадь плиты
,
RФ = 0,84 кН/см2,
Свес плиты с2 принимаем равным 4 см. Тогда ширина плиты В ≥ bК + 2с2 = 44,5 + 2·4 = 52,5 см, принимаем В = 60 см. Длина плиты L = ATP/B = 715,4/60 = 11,9 см, принимаем L = 30 см. Тогда фактическая площадь плиты АФАК = 60·30 = 1800 см2 > АТР.
Среднее напряжение в бетоне под плитой:
.
Расстояние между траверсами равно b = 18 см. Толщина траверсы 1,2 см: с1 = (30 – 18 – 2·1,2)/2 = 4,8 см.
Определяем изгибающие моменты на отдельных участках плиты:
Участок 1(консольный свес с = с1 = 4,8 см)
.
Участок 2 (консольный свес с = с2 = 7,8 см)
.
Участок 3 (плита, опертая на четыре стороны; b/a = 44,5/8,6 = 5,2 > 2, α = 0,125)
М3 = α·σФ·а2 = 0,125·0,33·8,62 = 3,1 кН·см.
Принимаем для расчета МMAX = М1 = 10,0 кН·см.
Требуемая толщина плиты , принимаем tПЛ = 2 см.
Требуемая длина шва определяется по формуле:
см, принимаем 13 см.
lШ3<85·βШ·kШ = 0,85·0,9·0,8 = 61 см.
Окончательно принимаем высоту траверсы hТР = 60 см как и для базы наружной ветви.
Крепление траверсы к полите принимаем угловыми швами kШ = 10 мм.
,
где ΣlШ = (60 + 2·4,8 +42,3)·2 = 223,8 см,
.
Швы удовлетворяют требованиям прочности.
Расчет анкерных болтов. Требуемая площадь нетто сечения анкерных болтов определяется по формуле:
АБ = , где
М4 = 947,5 кН·м ; N4 = 2572,3 кН. – момент и нормальная сила, действующие в уровне верхнего обреза фундамента, определяемые при выборе наихудшего сочетания;
а - расстояние от оси колонны до середины опорной плиты наружной ветви, 27 см;
y – расстояние от оси анкерных болтов до середины опорной плиты подкрановой ветви, 100 см;
Rb – расчетное сопротивление растяжению анкерных болтов из стали 09Г2С, 17,5 кН/см2.
АБ = ,
Тогда площадь поверхности сечения одного болта составит:
АБ1 = АБ/4 = 14,45/4 = 3,6 см2.
Находим ближайший диаметр 24 мм А = 4,5 см2.
7. Расчет стропильной фермы
Материал стержней фермы сталь марки ВСт3пс6-1, R = 240 МПа (t ≤ 20 мм), фасонок ВСт3пс5-1. Пояса и решетка из широкополочных тавров.
На ферму действуют два вида нагрузок:
постоянная от собственного веса конструкций покрытия;
временная снеговая, которую можно отнести только к кратковременной
с полным нормативным ее значением.
7.1. Сбор нагрузок на ферму
Постоянная нагрузка
Рис.7.1 Схема приложения постоянной нагрузки
Состав кровли ранее приводился в таблице 4.1. Нагрузка от покрытия:
qКР =1,38 кН/м2.
F1= qКР·b·d/2,
где b – шаг поперечных рам здания, 12 м;
d – ширина грузовой площади, 3 м.
F1 = 1,38·12·1,5 = 25,7 кН;
F2 = qКР·b·d = 1,38∙12∙3 = 49,7 кН,
Узловые силы F1, действующие в крайних точках фермы, в расчёте учитывать не будем, потому что они приложены непосредственно к колоннам.
FА = FВ = 4,5F2,
FА = FВ = 4,5∙49,7 = 223,7 кН.
Снеговая нагрузка
Рис. 7.2 Схема приложения снеговой нагрузки
Расчетная нагрузка:
qCН = Sg·с· γН = 3,2∙0,95∙с = 3,07с
где S0 – расчетное значение снеговой нагрузки для данного района, 3,2 кН/м2;
с – коэффициент перехода от нагрузки на земле к нагрузке на 1 м2 проекции кровли. Для зданий без фонаря принимается c = 1.
qСН = 3,07 кН/м2.
F1= qСН·b·d/2,
F1 = 3,07·12·1,5 = 55,3 кН;
F2 = qСН·b·d = 3,07∙12∙3 = 110,5 кН,
Узловые силы F1, действующие в крайних точках фермы, в расчёте учитывать не будем, потому что они приложены непосредственно к колоннам.
FА = FВ = 4,5F2,
FА = FВ = 4,5∙110,5 = 497,3 кН.
7.2. Определение усилий в стержнях фермы
При проведении расчета воспользуемся графическим методом, т.е. построением диаграммы Кремоны. Диаграмма для фермы пролетом 30 м представлена на рис. 7.3
Результаты расчётов фермы на действие различных нагрузок заносим в таблицу 7.1.
Рис. 7.3 Диаграмма Кремоны для фермы пролетом 30 м
Таблица 7.1
Элемент № стержня Усилия в стержнях, кН Расчетные усилия, кН Постоянная Снеговая 1 2 № усилий Растяжение № усилий Сжатие Верхний пояс В-2, С-3 -377,7 -839,8 1+2 1217,5 D-5, E-6 -576,5 -1281,8 1+2 1858,3 Нижний пояс K-1 208,7 464,1 1+2 672,8 K-4 497,0 1105,0 1+2 1602 К-7, К-8 596,4 1326,0 1+2 1922,4 Раскосы A-1 -308,1 -685,1 1+2 993,2 3-4 -173,9 -386,8 1+2 560,7 6-7, 8-9 -34,8 -77,4 1+2 112,2 1-2 248,5 552,5 1+2 801,0 4-5 104,4 232,1 1+2 336,5 Стойки 2-3, 5-6 -49,7 -110,5 1+2 160,2
7.3. Подбор сечений фермы
Подбор сечений стержней фермы приведен в таблице 7.2.Таблица 7.2
Элемент № стержня Расчетные усилия Сечение Площадь А, кв.см lx/ly, см ix/iy, см λx/λy [λ] φMIN Проверка сечений Сжатие/
Растяж. Устойчивость Прочность Верхний пояс В-2, С-3 1217,5 30ШТ1 89,5 300/300 8,34/7,21 40,0/41,6 120 0,887 15,3≤ 22,8 D-5, E-6 1858,3 35ШТ1 106,5 300/300 10,1/7,02 29,7/42,7 120 0,883 19,8 ≤ 22,8 Нижний пояс K-1 672,8 15ШТ1 33,9 580/580 3,93/4,7 147,6/123,4 250 - 19,8 ≤ 22,8 K-4 1602 30ШТ1 89,5 600/1800 8,34/7,21 71,9/249,6 250 - 17,9 ≤ 22,8 К-7, К-8 1922,4 30ШТ1 89,5 600/1800 8,34/7,21 71,9/249,6 250 - 21,5 ≤ 22,8 Раскосы A-1 993,2 2xL 160x12 74,8 217,5/435 4,94/6,95 44/62,6 120 0,795 16,7 ≤ 19,2 3-4 560,7 2xL 125x10 48,6 348/435 3,85/5,52 90,4/78,8 120 0,612 18,9 ≤ 19,2 6-7, 8-9 112,2 2xL 100x10 38,4 348/435 3,05/4,52 71,3/96,2 120 0,570 5,1 ≤ 19,2 1-2 801,0 2xL 100x10 38,4 348/435 3,05/4,52 71,3/96,2 250 - 20,9 ≤ 22,8 4-5 336,5 2xL 75x6 17,56 348/435 2,3/3,44 151,3/126,5 250 - 19,2 ≤ 22,8 Стойки 2-3, 5-6 160,2 2xL 75x6 17,56 244/305 2,3/3,44 106,1/88,7 120 0,501 18,2 ≤ 19,2
7.3. Расчет узлов фермы
При расчете узлов фермы определяем размеры сварных швов и назначаем габариты фасонок с таким расчетом, чтобы на них размещались все сварные швы стержней.
Действующее в стержне усилие передается на обушок и перо уголка не одинаково, так как ось стержня смещена в сторону обушка. Следовательно, на шов у обушка передается большая часть силы, чем на шов у пера. Для равнополочных уголков распределение силы N принимается примерно так: на обушок 0,7 N , на перо 0,3 N. Задавшись толщиной сварного шва kf, длину его на один уголок вычисляем по формуле на обушок:
;
,
где k – коэффициент распределения усилия на обушок и перо, принимаемый для равнополочных уголков 0,7;
βf – коэффициент, учитывающий качество и способ сварки, для ручной сварки принимаем равным 0,7;
γС – коэффициент условий работы, 0,95;
γWf – в конструкциях из стали с пределом текучести до 580 МПа, возводимых в климатических районах с расчетной температурой не ниже -40ºС, принимается равным 1.
Rwf – расчетное сопротивление сварного шва, принимаем равным 215 МПа
Данные по расчету сварных швов заносим в таблицу 7.3.
Таблица 7.3
Элемент № стержня Сечение Усилие, N кН Шов по обушку Шов по перу kf, см lW, см kf, см lW, см Раскосы A-1 2xL 160x12 993,2 1,0 25,3 1,0 21,8 3-4 2xL 125x10 560,7 1,0 14,7 1,0 12,8 6-7, 8-9 2xL 100x10 112,2 1,0 3,7 1,0 3,1 1-2 2xL 100x10 801,0 1,0 20,6 1,0 17,8 4-5 2xL 75x6 336,5 0,5 17,5 0,5 15,1 Стойка 2-3, 5-6 2xL 75x6 160,2 0,5 8,8 0,5 4,4 7.4. Опорный узел
При шарнирном сопряжении фермы с колонной наиболее простым является узел опирания фермы на колонну сверху с использованием дополнительной стойки (надколонника). Опорное давление фермы FФ передается с опорного фланца фермы через строганные или фрезерованные поверхности на опорную плиту колонны или опорный столик подстропильной фермы. Опорный фланец для четкости опирания выступает на 10-20 мм ниже фасонки опорного узла. Площадь торца фланца определяется из условия смятия:
,
где RСМ – расчетное сопротивление стали смятию торцевой поверхности,
,
RВН = 370 МПа,
γМ = 1,05,
МПа
Опорное давление фермы складывается из давления от постоянной нагрузки и давления от снеговой FФ = 223,7 + 497,3 = 721,0 кН. Тогда площадь фланца:
см2.
Список литературы
СНиП 2.01.07-85* Нагрузки и воздействия. Минстрой РФ, М 1996 г.
СНиП II-23-81* Нормы проектирования. Стальные конструкции, М. 1990 г.
Беленя Е.И. и др. Металлические конструкции. М.СИ. 1985г., 560 с.
Горев В.В. и др. Металлические конструкции. Конструкции зданий. Т.2, М. «Высшая школа» 1999 г. 528 с.
Мандриков А.П. Примеры расчета металлических конструкций: Учеб. пособие для техникумов. – 2-е изд., перераб. и доп. – М.: Стройиздат, 1991. – 431 с.: ил.
4