Одноэтажное промышленное здание

Размещено на http://www.allbest.ru/

Размещено на http://www.allbest.ru/

Федеральное агентство образования

Государственное образовательное учреждение высшего профессионального образования

Озёрский филиал

Кафедра «Строительство»

Курсовой проект

по дисциплине: «Металлические конструкции»

на тему: «Одноэтажное промышленное здание

Выполнил: студент группы №404-ОзО

Н.Н. Дулесов

Проверил: преподаватель

Ж.В. Брохович

г. Озерск

2010г.

СОДЕРЖАНИЕ

Введение

1. Исходные данные

2. Сбор нагрузок

3. Расчет фермы

4. Расчет и конструирование подкрановой балки

4.1 Нагрузки на подкрановую балку

4.2 Определение расчетных усилий

4.3 Подбор сечения балки

4.4 Проверка сечения

5. Подбор сечений верхней и нижней частей колонн

5.1 Определение расчетных длин колонн по осям Х-Х и У-У

5.2 Установление размеров сечений колонны с проверкой на прочность, устойчивость и местную устойчивость

5.3 Расчет базы колонны и анкерных болтов

5.4 Расчет сопряжения верхней части колонны с нижней

Заключение

Список литературы

Введение

В разрабатываемом курсовом проекте рассчитывается стальной каркас одноэтажного производственного здания согласно основным принципам расчета, конструирования и компоновки металлических конструкций.

Сбор нагрузок осуществляется в соответствии со СНиП 2.01.07-85 "Нагрузки и воздействия", а расчет конструкций - в соответствии со СНиП II-23-81* "Стальные конструкции. Нормы проектирования".

Сравнительно большие пролеты современных промышленных зданий наиболее экономично перекрывать стальными фермами, так как стальные балки получатся очень большой высоты, что приведет к большому расходу металла, а при применении железобетонных ферм покрытие будет иметь большой собственный вес, что в свою очередь приведет к удорожанию несущих конструкций.

Для уменьшения нагрузок вместо применявшихся долгое время и продолжающих применяться сейчас тяжелых железобетонных плит покрытия в проекте применяется легкое покрытие с использованием стального профилированного настила.

Применявшиеся ранее железобетонные подкрановые балки были очень недолговечны и быстро выходили из строя вследствие плохого восприятия динамической нагрузки. Сейчас они полностью вытеснены стальными подкрановыми балками, которые применяются не только в стальных, но и в железобетонных каркасах.

Из всего вышесказанного следует, что многие элементы каркаса, традиционно выполнявшиеся железобетонными, в настоящее время заменяются стальными.

1. Исходные данные

Количество пролетов……………………………………………1

Величина пролета………………………………………………..30 м

Длина здания…………………………………………………….120 м

Шаг поперечных рам…………………………………………….6 м

Высота здания…………………………………………………....21,5 м

Грузоподъемность крана…………………………...……………20 т

Район строительства…………………………………...…….…..г. Сургут

Материал конструкций…………………………................сталь ВСт3Пс6

Конструкция кровли…………………………………..металл., холодная

2. СБОР НАГРУЗОК

Вид нагрузки	Элементы покрытия	Ед. Изм.	Нормативная нагрузка	Коэффиц. надёжности по нагрузке	Расчет. нагрузка
Постоянная	Стальной профилированный лист		0,14	1,05	0,15
	Стальные прогоны		0,2	1,05	0,2
	Стропильные фермы		0,3	1,05	0,3
	Связи по покрытию		0,06	1,05	0,07
Временная	Снеговая нагрузка по всему покрытию		1,5	1,4	2,1
		Итого:	2,82

3. РАСЧЕТ ФЕРМЫ

Расчет выполнен по СНиП II-23-81*

Тип фермы

L	H	H1	Число панелей нижнего пояса
м	м	м
30	5,5	3,1	4

Раскрепления из плоскости

Узлы верхнего пояса: Все

Узлы нижнего пояса: Только крайние

Сечение верхнего пояса

Профиль: Уголок равнополочный по ГОСТ 8509-93 L90x6

Сечение нижнего пояса

Профиль: Уголок равнополочный по ГОСТ 8509-93 L63x4

Сечение раскосов

Профиль: Уголок равнополочный по ГОСТ 8509-93 L90x6

Сечение стоек

Профиль: Уголок равнополочный по ГОСТ 8509-93 L70x4

Загружение 1 - постоянное

Коэффициент надeжности по нагрузке: 1,05

Равномерно распределенная нагрузка - кН/м

Сосредоточенная сила - Т

Загружение 2 - постоянное

Коэффициент надeжности по нагрузке: 1,05



Равномерно распределенная нагрузка - кН/м

Сосредоточенная сила - Т

Загружение 3 - постоянное

Коэффициент надeжности по нагрузке: 1,05

Равномерно распределенная нагрузка - кН/м

Сосредоточенная сила - Т

Загружение 4 - снеговое

Коэффициент надeжности по нагрузке: 1,4



Равномерно распределенная нагрузка - кН/м

Сосредоточенная сила - Т

Усилия в элементах

№ эл.	Комбинации	Загружения
	Nmin	Nmax	1	2	3	4
	Т	Т	Т
	Элементы верхнего пояса
1	0	0	0	0	0	0
2	-5,77	-1,462	-0,308	-0,547	-0,608	-4,308
3	-5,77	-1,462	-0,308	-0,547	-0,608	-4,308
4	-6,015	-1,524	-0,321	-0,57	-0,633	-4,491
5	-6,015	-1,524	-0,321	-0,57	-0,633	-4,491
6	-5,77	-1,462	-0,308	-0,547	-0,608	-4,308
7	-5,77	-1,462	-0,308	-0,547	-0,608	-4,308
8	6,953e-017	6,953e-017	1,159e-016	4,636e-017	-9,271e-017	3,708e-016
	Элементы нижнего пояса
9	0,868	3,752	0,206	0,314	0,349	2,884
10	1,501	6,167	0,333	0,553	0,614	4,666
11	1,501	6,167	0,333	0,553	0,614	4,666
12	0,868	3,752	0,206	0,314	0,349	2,884
	Элементы стоек
21	-0,871	-0,058	-0,058	-1,263e-016	-1,404e-016	-0,813
22	0,424	1,03	0,043	0,18	0,2	0,606
23	-0,871	-0,058	-0,058	-1,263e-016	-1,404e-016	-0,813
	Элементы раскосов
13	-5,271	-1,22	-0,289	-0,441	-0,49	-4,051
14	0,808	2,733	0,137	0,318	0,353	1,925
15	-0,772	-0,093	-0,048	-0,021	-0,024	-0,679
16	-0,374	0,008	-0,027	0,017	0,018	-0,382
17	-0,374	0,008	-0,027	0,017	0,018	-0,382
18	-0,772	-0,093	-0,048	-0,021	-0,024	-0,679
19	0,808	2,733	0,137	0,318	0,353	1,925
20	-5,271	-1,22	-0,289	-0,441	-0,49	-4,051
	Элементы опорных стоек
24	-0,436	-0,029	-0,029	0	0	-0,406
25	-0,436	-0,029	-0,029	2,018e-033	1,313e-033	-0,406

	Опорные реакции
	Сила слева (Т)	Сила справа (Т)
По критерию Nmax	-1,104	-1,104
По критерию Nmin	-4,356	-4,356

Результаты расчета
Проверено по СНиП	Проверка	Коэффициент использования
п.5.1	Прочность верхнего пояса	***
п.5.3	Устойчивость верхнего пояса в плоскости фермы	***
п.5.3	Устойчивость верхнего пояса из плоскости фермы	***
пп. 6.1-6.4,6.16	Гибкость верхнего пояса	***
п.5.1	Прочность нижнего пояса	***
пп. 6.1-6.4,6.16	Гибкость нижнего пояса	***
п.5.1	Прочность стоек	***
п.5.3	Устойчивость стоек в плоскости фермы	***
п.5.3	Устойчивость стоек из плоскости фермы	***
пп. 6.1-6.4,6.16	Гибкость стоек	***
п.5.1	Прочность раскосов	***
п.5.3	Устойчивость раскосов в плоскости фермы	***
п.5.3	Устойчивость раскосов из плоскости фермы	***
пп. 6.1-6.4,6.16	Гибкость раскосов	***

Коэффициент использования *** - Гибкость стоек

Отчет сформирован программой Кристалл, версия: 11.3.1.1 от 28.02.2009

4. РАСЧЕТ И КОНСТРУИРОВАНИЕ ПОДКРАНОВОЙ БАЛКИ

4.1 НАГРУЗКИ НА ПОДКРАНОВУЮ БАЛКУ

Наибольшее вертикальное усилие на колесе

Fmaxн = 470 кН.

Вес тележки и крана

G = 620 кН

Тип кранового рельса

КР-100

Нормативная горизонтальная нагрузка на колесо крана

Ткн = 0,5f(Qк + Gт)/n0 = 0,5·0,1(500 + 620)/4 = 28 кН

Расчетные значения усилий на колесе крана определяем с учетом коэффициента надежности по назначению ?н = 0,95

Fк = ?н·n·nc·k1·Fкн = 0,95·1,1·0,95·1,1·380 = 380,4 кН;

Tк = ?н·n·nc·k2·Tкн = 0,95·1,1·1·0,95·28 = 28 кН.

4.2 ОПРЕДЕЛЕНИЕ РАСЧЕТНЫХ УСИЛИИЙ

Максимальный момент возникает в сечении, близком к середине пролета. Загружаем линию влияния момента в среднем сечении, устанавливая краны невыгоднейшим образом.

Расчетный момент от вертикальной нагрузки

Мх = ?·М = 1,05·2143 = 2250,5 кН·м, где

Мy = М(Tk/Fk) = 342 кН·м, где

? = 1,05 - учитывает влияние собственного веса подкрановых конструкций и временной нагрузки на тормозной площадке.

Расчетный момент от горизонтальной нагрузки

М = Тк·?уi = 2143 кН·м.

Для определения максимальной поперечной силы загружаем линию влияния поперечной силы на опоре.

Расчетные значения вертикальной и горизонтальной поперечных сил:

Qх = ?·Fк·?уi = 685,6 кН·м, где

4.3 ПОДБОР СЕЧЕНИЙ БАЛКИ

подкрановый балка колонна прочность

Принимаем подкрановую балку симметричного сечения с тормозной конструкцией в виде листа из рифленой стали t = 6 мм и швеллера № 36.

Значение коэффициента ? определим по формуле

? = 1 + 2(Му/Мх)·(hб/hт) = 1 + 2(342/2250,5)·(1,5/1,5) = 1,3,

где hб ? l/8 = 12/8 = 1,5 м - высота балки;

hт = hн = 1,5 м - ширина сечения тормозной конструкции.

Wхтр = Мх·?/?·R = 2250,5·1,3/1,05·260 = 10716,7 см3.

Задаемся tст = 10

Оптимальная высота балки

hопт = kv(Wхтр/ tст) = 1.1v(10716.7/10) = 114 см.

Минимальная высота балки:

hmin = 5/24(?·R·l)/(?·E)·(l/f)·(Мн/Мх)

= 5/24(26·1200·600·121600)/(1,3·2,06·104·214300) = 83 см,

где Мн - момент от загрузки балки одним краном при n = 1,0.

[l/f] = 1/600 - для кранов среднего режима работы;

Принимаем hб = 130 см.

Задаемся толщиной полок

tп = 2.5 см, тогда hст = hб - 2·tп = 130 - 2.5·2 = 125 см.

Из условия среза стенки силой Qx

tст ? (1,5·Qx)/(hст·Rст) = (1,5·685,6)/(130·150,8) = 0,6 см.

Принимаем стенку толщиной 1,0 см,

Размеры поясных листов определяем по формулам:

Iхтр = Wхтр·hб/2 = 10716,7·130/2 = 696585,5 см4;

Iст = tcт·hст3/12 = 1,0·1253/12 = 162760 см4;

Ап.тр = (Iхтр - Iст)/(2·((hст + tп)/2))2= 2·(533825)/ (127,5/2)2= 66 см2

Принимаем пояс из листа сечения 25х30 мм, Ап = 75 см2.

Устойчивость пояса обеспечена т.к.

bсв/t = (bп - tст)/4·tп = (30 - 1)/4·2,5 = 2,9 < 0,5v(E/R) = 0,5v(2,06·104/23) = 15,1



Рис.4 (Сечение балки)

4.4 ПРОВЕРКА ПРОЧНОСТИ СЕЧЕНИЯ

Определяем геометрические характеристики принятого сечения.

Относительно оси Х - Х:

Ix = (tст·hcт3)/12 + 2·bп·tп(hcт/2 + tп/2)2 = 162760 + 609609 = 772369 см4,

WхА = 2·Ix/hб =11882,6 см3.

Геометрические характеристики тормозной балки относительно оси У - У(в состав тормозной балки входят верхний пояс, тормозной лист и швеллер):расстояние от оси подкрановой балки до центра тяжести сечения

х0 = (0,6·123·72,5 + 53,4·144,3)/(0,6·123 + 53,4 + 2·30) = 70 см;

Iу = 0,6·1233/12 + 0,6·123(72,5 - 70)2 + 53,4(144,3 - 70)2 + 40·702 + 2·403/12 =594965см4

WуА = 2·Iу/хА = 2·594965/85 = 13999 см3,

где хА = х0+bп/2 = 70 + 15 = 85 см - расстояние от центра тяжести до наиболее напряженной точки «А» верхнего пояса подкрановой балки.

Проверим нормальные напряжения в верхнем поясе

?хА=Мх/WхА+Mу/WуА=214300/11882,6+15050/13999=19,1кН/см2 < R = 23кН/см2

Прочность стенки на действие касательных напряжений на опоре обеспечена, так как принятая толщина стенки больше определенной из условия среза.

Жесткость балки также обеспечена, так как принятая высота балки hб > hmin.

Проверим прочность стенки балки от действия местных напряжений под колесом крана

?му = ?·Fк/tст·l0 = 1,1·380/1·43,6 = 10,1 кН/см2 < R = 23 кН/см2,

где ? = 1,1 - коэффициент увеличения нагрузки на колесе, учитывающий возможное перераспределение усилий между колесами и динамический характер нагрузки;

l0 = c3v(Iп1/tст) = 3,253v(2903/1) = 43,6

Iп1 = Iр + bп·tп3/12 = 2864,73 + 30·2,53/12 = 2903 см4,

где Iр = 2864,73 - момент инерции рельса КР-100;

с = 3,25 - коэффициент податливости сопряжения пояса и стенки для сварных балок.

5. Подбор сечений верхней и нижней частей колонн

5.1 Определение расчетных длин колонны по осям Х-Х и У-У

Для расчета колонны принимаем следующие сочетания усилий:

- для подкрановой части N1 = -1013.85 кН, М1 = 495.66 кНм, момент на другой опоре М1' = 55.5 кНм; Qmax = 16.36 кН;

- для надкрановой части N2 = -225.5 кН, М2 = -245.72 кНм, момент на другой опоре М2' = -60.91 кНм.

Для одноступенчатой колонны расчетная длина определяется для каждого участка с постоянным моментом инерции: отдельно для верхней и отдельно для нижней части колонны. В плоскости рамы расчетные длины колонны равны:

для нижней части lef,1 = ?1·l1

для верхней части lef,2 = ?2·l2.

Согласно СНиП II-23-81* при отношении l2 / l1 0.6 и при ? = N1 / N2 3 значения ?1 и ?2 следует принимать по таблице 18. Так как l2 / l1 = 322 / 1488 = 0.216 < 0.6;

? = N1 / N2 = 1013.85 / 225.5 = 4.5, то принимаем ?1 = 2, ?2 = 3.

lef,1 = ?1·l1 = 2·1488 = 2976 см; lef,2 = ?2·l2 = 3·322 = 966 см.

Расчетная длина верхнего и нижнего участка из плоскости рамы принимается равной расстоянию между точками закрепления колонны от смещения вдоль здания. Такие точки для нижнего участка колонны - верх фундамента, место крепления распорки и нижний пояс подкрановой балки. Верхний участок колонны закреплен от смещения тормозными конструкциями и распорками по колоннам в уровне нижних поясов стропильных ферм.

5.2 Установление размеров сечений колонны с проверкой
на прочность, устойчивость и местную устойчивость

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 (рис. 5.1).

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:

ix = 0.48·h = 0.48·100 = 48 см; ?x = 0.36·h = 0.36·100 = 36 см.

Гибкости и эксцентриситеты:

?x = lef,1 / ix = 2976 / 48 = 62 см;

e = M1 / N1 = 495.66 / 1013.85 = 0.489 м = 48.9 см; m = e / ?x = 48.9 / 36 = 1.358;

mef = ?·m = 1.358·1.523 = 2.068,

где ? -- коэффициент влияния формы сечения. По табл. 73 СНиП II-23-81* определяем:

? = 1.6 - 0.01(5 - m)? = 1.6 - 0.01·(5 - 1.358)·2.116 = 1.523.

В зависимости от условной гибкости ? и приведенного относительного эксцентриситета mef по табл. 74 СНиП II-23-81* определяем коэффициент ?e = 0.39.

Определим необходимую площадь сечения:

см2.

Для нахождения ширины сечения b определяем значение момента в средней трети длины колонны:

ex = Mx / N1 = 356.56 / 1013.85 = 0.353 м = 35.2 см; mx = ex / ?x = 35.2 / 36 = 0.978.

Определяем предварительно коэффициент с по формуле:

где ? и ? -- коэффициенты, принимаемые по табл. 10 СНиП II-23-81* исходя из предположения, что

? = 0.7; = 1;

Определяем коэффициент ?y:

?y = ?e / c = 0.39 / 0.594 = 0.657

и по табл. 72 СНиП II-23-81* принимаем ?y = 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 I24. Наружную полку принимаем из листа 240х11мм. Стенку принимаем толщиной tw = 9мм.

Определим геометрические характеристики принятого сечения:

А = 24·1.1 + 0.9·98 + 34.8 = 145.17 см2;

Гибкости стержня колонны:

Поверяем устойчивость стержня колонны в плоскости действия момента, для чего предварительно вычисляем параметры:

? = 1.6 - 0.01(5 - m)? = 1.6 - 0.01·(5 - 1.72)·2.65 = 1.51; mef = 1.51·1.72 = 2.61.

По табл. 74 СНиП II-23-81* определяем коэффициент ?e = 0.301.

недонапряжение ? = (240 - 232)·100 / 240 = 3.3 %.

Расчет на устойчивость внецентренно-сжатых элементов из плоскости действия момента следует выполнять по формуле:

,

где mx = ex / ?x = 34.42 / 28.34 = 1.21;

? = 0.65 + 0.05 mx = 0.65 + 0.05·1.21 = 0.71;

т.к., то = 1.

Произведем проверку устойчивости элементов колонны.

Устойчивость полки обеспечена, так как

где bef = (bf - tw)/2 = (240 - 9)/2 = 115.5 мм -- свес полки.

Для определения устойчивости стенки найдем

? = (? - ?1) / ?

? = 1.4(2? - 1)? / ?

? = (190.31 + 50.63) / 190.31 = 1.266

? = 1.4(2·1.266 - 1)1.95 / 190.31 = 0.022.

Согласно СНиП II-23-81* при ? > 1 устойчивость стенки следует проверять по формуле:

или

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.

Компонуем сечение надкрановой части колонны в виде сварного симметричного двутавра высотой h = 40 см (рис. 5.3). Принимаем полки из листа 240х10 мм. Стенку принимаем толщиной tw = 9 мм.

Определим геометрические характеристики принятого сечения:

А = 24·1·2 + 0.9·38 = 82.2 см2;

;

Гибкости стержня колонны:

Поверяем устойчивость стержня колонны в плоскости действия момента, для чего предварительно вычисляем параметры:

? = 1.25; mef = 1.25·8.01 = 10.01.

По табл. 74 СНиП II-23-81* определяем коэффициент ?e = 0.12.

недонапряжение ? = (240 - 228.61)·100 / 240 = 4.7 %.

Расчет на устойчивость внецентренно-сжатых элементов из плоскости действия момента следует выполнять по формуле:

mx = ex / ?x = 81.6 / 13.61 = 6;

ex = Mx / N2 = 184.12 / 225.5 = 81.6 см;

? = 0.65 + 0.05 mx = 0.65 + 0.05·6 = 0.95;

т.к., то = 1.

недонапряжение ? = (240 - 238.7)·100 / 240 = 0.5 %.

Произведем проверку устойчивости элементов колонны.

Устойчивость полки обеспечена, так как

где bef = (bf - tw)/2 = (240 - 9)/2 = 115.5 мм -- свес полки.

Для определения устойчивости стенки найдем ? = (? - ?1) / ? и ? = 1.4(2? - 1)? / ?



? = (241.1 + 192.24) / 247.1 = 1.78;

? = 1.4(2·1.78 - 1)4.78 / 241.1 = 0.07.

Согласно СНиП II-23-81* при ? > 1 устойчивость стенки следует проверять по формуле:

или

то есть устойчивость стенки обеспечена.

Согласно СНиП II-23-81*, так как

,

то укрепление стенки колонны поперечными ребрами жесткости не требуется.

5.3 Расчет базы колонны и анкерных болтов

Рис. 5.5

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·? = 8.5·1.2 = 10.2 МПа.

Ширину траверсы В назначают из конструктивных соображений

B = bk + 2(tтр + с) = 240 + 2(12 + 43) = 350 мм,

где bk -- 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 = 115 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 1,3,4. Вырезав из консольного участка 1,опертого по одному канту (1), полоску единичной ширины, можно рассматривать ее как консольную балку с пролетом с и с поперечным сечением 1?tоп. Изгибающий момент в месте заделки консольной балки:

В пластинке опертой по трем сторонам (3), так как 5.8 / 24 = 0.24 < 0.5, то противоположные защемления не влияют на работу пластинки, и она работает как консольная балка с пролетом 5.8 см. Изгибающий момент будет равен:

В пластинке опертой по четырем кантам (4), так как 40 / 11.6 = 3.45 > 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 5.8 / 24 = 0.24 < 0.5, то противоположные защемления не влияют на работу пластинки, и она работает как консольная балка с пролетом 5.8 см. Изгибающий момент будет равен:

Толщину опорной плиты найдем по максимальному моменту по формуле

Принимаем tоп = 18 мм.

Высоту траверсы найдем по длине сварных швов прикрепления траверсы к ветвям колонны.

Сварной шов прикрепления траверсы к ветвям колонны рассчитаем на наибольшую опорную реакцию RВ = 413.8 кН и примем этот шов для остальных ветвей.

Принимаем полуавтоматическую сварку под флюсом. Согласно табл. 55*

СНиП II-23-81* принимаем флюс АН-348-А и сварочную проволоку Св-08А.

По табл. 56 с учетом требований п. 11.1* принимаем Rwf = 180 МПа.

По табл. 3 СНиП II-23-81* Rwz = 0.45 Run = 0.45·380 = 171 МПа.

Согласно п.12.8 и табл.38* СНиП II-23-81* kf,min = 6 мм. Максимальный катет шва kf,max = 1.2tmin = 1.2·12 = 14.4 м.

Согласно п.11.2* и табл.34* СНиП II-23-81* ?f = 0.8;. ?z = 1.0.

Согласно п. 11.2* СНиП II-23-81* ?wf.= 1; ?wz.= 1.

Принимаем kf = 8 мм.

.

Принимаем hтр = 380 мм.

Проверим условие hтр = 380 мм < 85?fkf = 85·0.8·8 = 544 мм.

Рассчитаем швы прикрепления левой траверсы к опорному листу. Длину шва примем равной lw = 450 - 0.01 = 440 м.

Принимаем kf = 8 мм.

Для подбора анкерных болтов используем следующую комбинацию усилий:

Na = -178.81 кН, Ma = 345,27 кНм. Требуемая площадь анкерных болтов определяется исходя из предположения, что растягивающая сила Fa, соответствующая растянутой зоне эпюры напряжений, полностью воспринимается анкерными болтами.

Геометрические размеры a = 36.43 см; y = 101.43 см и с = 63.2 см определяем по рисунку 5.7.

Уравнение равновесия относительно центра тяжести сжатой зоны бетона имеет вид:

Mа - Nа·a - Fa·y = 0.

Отсюда усилие, действующее в анкерных болтах (с одной стороны базы)

Fa = (Mа - Nа·a) / y.

и требуемая площадь сечения одного болта

Где n -- количество анкерных болтов с одной стороны базы;

Rd -- расчетное сопротивление анкерных болтов, принимаемое по табл. 60 СНиП II-23-81*.

Принимаем анкерные болты 36 мм.

Анкерную плитку рассчитаем как однопролетную балку, опертую на траверсы и загруженную силами, равными несущей способности анкерных болтов.

Из условия размещения анкерных болтов принимаем ширину анкерной плитки bпл = 160 мм.



Тогда требуемая толщина анкерной плитки:

где b'пл = 160 - (36 + 5) = 119 мм - ширина плитки с учетом ослабления ее отверстиями под анкерные болты.

Принимаем толщину анкерной плитки tпл = 39 мм.

5.4 Расчет сопряжения верхней части колонны с нижней

Стык осуществляется в монтажных условиях.

Принимаем высоту траверсы:



hтр = 0.8·hк = 0.8 м.

Толщину траверсы определим из условия ее работы на местное смятие:

м.

Принимаем tтр = 9 мм.

Накладка рассчитывается на усилие Nf.

кН.

Площадь накладки принимается равной площади полки надкрановой части колонны.

мм2.

Ширина из условия свариваемости:

мм.

Определим толщину накладки.

мм.

Принимаем 12 мм.

Длина накладки определяется длиной сварного шва.

Принимаем полуавтоматическую сварку под флюсом. Согласно табл. 55* СНиП II-23-81* принимаем флюс АН-348-А и сварочную проволоку Св-08А.

Согласно п.12.8 и табл.38* СНиП II-23-81* kf,min = 5 мм. Максимальный катет шва kf,max = 1.2tmin = 1.2·12 = 14.4 мм.

Принимаем общую длину накладки 400 мм.

Рассчитаем шов ш2 на усилие Dmax.

Принимаем kf = kf,min = 4 мм.

Заключение

В данном курсовом проекте была рассчитана поперечная рама цеха, ее элементы и узлы их сопряжения.

Расчет поперечной рамы цеха вследствие большой трудоемкости ручных расчетов производился на ЭВМ программным комплексом "Nastran".

Так как поперечная рама цеха является статически неопределимой системой, полученные при статическом расчете усилия в элементах зависят от принятых жесткостей и площадей этих элементов. Поэтому необходимо сравнение принятых и полученных жесткостей и площадей элементов.

Сравним жесткости верхней и нижней частей колонны:

Сравним площади:

Так как расхождение момента инерции подкрановой части колонны и площади надкрановой и подкрановых частей, составляет менее 30%, то перерасчет поперечной рамы цеха не нужен.

Список использованной литературы

1. СНиП 2.01.07-85. Нагрузки и воздействия. - М.: ЦИТП Госстроя СССР, 1988 г.

2. СНиП II-23-81*. Стальные конструкции. Нормы проектирования. - М.: ЦИТП Госстроя СССР, 1990 г.

3. Василъченко В.Т. и др. Справочник конструктора металлических конструкций. - Киев, 1990.

4. Лихтарников Я.М. и др. Расчет стальных конструкций. - Киев, 1984.

5. Мандриков А.П. Примеры расчета металлических конструкций. - М., 1991.

6. Металлические конструкции. / Под ред. Беленя Е.И. - М., 1986.

7. Металлические конструкции. / Под ред. В.В Горева. - М., 2001.

8. Нинов А.А. и др. Статные конструкции производственных здания (справочник). - Киев, 1986.

Размещено на Allbest.ru