Курсовая работа: Конструктивная схема одноэтажного промышленного здания

Калининградский Государственный

Технический университет

Кафедра ПГС

Курсовой проект по дисциплине: Металлические конструкции

Конструктивная схема одноэтажного промышленного здания

Содержание

1. Исходные данные

2. Компоновка конструктивной схемы производственного здания

3. Расчет подкрановой балки

4. Расчет стропильной фермы

5. Расчет поперечной рамы каркаса

6. Расчет колонны

Список используемой литературы

1.И сходныеданные

- Район строительства –Вильнюс (вариант №2)

- Схема фермы-№2 (схема компоновки №4) (рассчитать узлы Ж, Е)

- Пролет фермы -20 м

- Длина панели верхнего пояса-2,5м

- Опорная стойка –1,6м (уклон i=1/8)

- Шаг фермы –6 м

- Сталь марки 14Г2 (С345 то же самое)

- Постоянные нормативные нагрузки (кН/м² )-0,6-0,2-0,14-0,4

- Вес тельфера 70кН

2.К омпановкаконструктивнойсхемыаркасапроизводственногоздания

Рис.1 - Необходимо определить вертикальные размеры стоек рамы (колонны)

Расстояние от головки кранового рельса до низа фермы составляет:

Н₂ =(Н_с +100)+а,

где Н_с - габаритный размер крана по высоте; Н_с =2750мм;

100мм-установленный по технике безопасности зазор между габаритом

крана и стропильными конструкциями;

а- размер, учитывающий прогиб конструкции покрытия, а=200…400мм

Н₂ =(2750+100)+400=3250мм=3,4м

Высота цеха от уровня пола до низа ригеля Н=Н₁ +Н₂ ,

где Н₁ – наименьшая высота от пола до головки кранового рельса

Размер Н принимается кратным 0,3м.

Н=6800+3400=10200мм=10.2м.

Принимаем Н=10.2 м.

Высота верхней части колонны l₂ =h_g +h_r +H₂ ,

где h_g – высота подкрановой балки, которую предварительно принимаем

h_g =600 мм; h_r – высота кранового рельса; h_r =120мм

l₂ =600+120+3400=4120мм=4.12м

Высота нижней части колонны от низа базы до уступа колонны

l₁ =H+h_b -l₂ ,

где h_b – заглубление базы колонны по отношению к уровню пола,

принимаем h_b =1000мм

l₁ =10200+1000-4120=7080мм=7,08м.

Общая высота колонны от низа базы до низа ригеля

l= l₁ + l₂

l=7080+4120=11200мм=11,2м

Определяем размеры сечений колонны

Высота поперечного сечения верхней части колонны из условия обеспечения ее жесткости должна быть h₂ >(1/12)l₂ ; принимаем h₂ =500мм.

В этом случае привязка наружной грани колонны к продольной координационной оси определяется величиной B_o =250мм, т.е. координационная ось проходит по середине верхней части колонны

Высота поперечного сечения нижней части колонны определяется из выражения h₁ =B_o +λ,

где λ – расстояние от оси подкрановой балки до координационной оси, принимаем λ=750мм

h₁ =250+750=1000мм

Из условия жесткости необходимо, чтобы величина h₁ отвечала неравенству h₁ >(1/20…1/30)l₁ – условие удовлетворяется.

Пролет мостового крана

L_c =L-2 λ,

где L- пролет здания

L_c =24000-2·750=22500мм=22,5м.

Высота стропильной фермы h=[1/8…1/12]L=< 3800мм

Примем h=3100 мм

3. Р асчетподкрановойбалки

Определение нагрузок на балку

Характеристики заданного мостового крана:

- Грузоподъемность крана Р=300кН

- Пролет крана L_c =22,5м

- Ширина крана В_с =6,3м

- База крана К_с =5,1м

- Сила давления колеса на

подкрановый рельс F_н =315 кН

- Вес тележки G=120 кН

- Вес крана общий G_с =520 кН

- Тип кранового рельса КР-70

Расчетная сила вертикального давления колеса на кран

F=F_н ·γ_f ·n_c ·k_a ,

Где γ_f - коэффициент надежности по нагрузке, принимаемый равным 1,1

n_c - коэффициент сочетаний, равный 0,85 при расчете на действие двух

сближенных кранов нормального режима работы

k_a - коэффициент динамичности, равный 1 для кранов нормального

режима работы

F=315·1,1·0,85·1=295 кН

Нормативная горизонтальная сила при торможении тележки, приходящаяся на одно колесо крана

Т_n =0,05(P+G)/n

Т_n =0,05(300+120)/2=10,5 кН

Расчетная горизонтальная сила, создаваемая одним колесом крана

T=T_n ·γ_f ·n_c ·k_a

T=10,5·1,1·0,85·1=9,8 кН

Рис. 5. Схема нагрузок от мостового крана

Определение усилий в балке

Расчетное значение изгибающего момента

M_f =α·F·Σy_i , где

α -коэффициент,учитывающийсобственныйвес подкрановой

конструкции, равный для балок пролетом 6 м-1,03;

Σy_i - сумма ординат линиивлияния под силами F

Наибольшая ордината у, припролете 6 м (1,5+0,9)=2,4

Наименьшее расстояние между колесами двух кранов

В = В_с -К= 6,3-5,1=1,2м

M_f =1,03·295·2,4=729 кН*м

Рис. 6. Схема к определению при м.

Рис. 7. Схема к определению при = 6 м

Расчетное значение поперечной силы

Q_f = α·F·Σy_i

где Σy_i - сумма ординат линии влияния поперечной силы под силами F.

Q_F = 1,03· 295· (1+0,8) = 547 кН

Наибольшая ордината линии влияния у₁ =1

Нормативное значение изгибающего момента

М_{1 n} = α·F·Σy_i =1,03·295·1,5=456 кН*м

Расчетный изгибающий момент М_т от горизонтального воздействия крановой на грузки на балку определяют при таком же положении сближенных кранов, как и при расчете М_F

Поэтому величина М_T , может быть найдена из сочетания

М_т = M_F ·T/F= 729·9,8/295= 24,2 кН·м

Подбор и компановка сечения балки

Требуемый момент сопротивления балки

W_xmp =M_f ·β·γ_n /R_y ·γ_c

где M_f -расчетный изгибающий момент, кН·см

R_y - расчетное сопротивление стали растяжению, сжатию, изгибу по

пределу текучести; R_y =33 кН/см²

β-коэффициент, учитывающий дополнительные напряжения в верхнем

поясе балки от горизонтального воздействия крановой нагрузки;

принимаемый равным β=1,05

γ_n - коэффициент надежности по назначению; γ_n =1

γ_с - коэффициент условий работы, принимаемый в данных условиях γ_с =1

W_xmp =72900·1,05·1/33·1=2320 см³

Рис. 8. Схема подкрановой и тормозной балок

Минимальная высота подкрановой балки

h_min =5·γ_c ·R_y ·l·n₀ ·M_ln /24·E·M_f

где l-пролет балки, см

Е- модуль упругости стали Е=206·10² кН/см²

M_ln – нормативный изгибающий момент в балке при загружении ее одним

краном

n₀ - величина, обратная предельному относительному прогибу, для балок

под краны нормального режима n₀ =400

h_min =5·1·33·600·400·45600/24·20600·72900=50,1 см

Оптимальная высота балки

h_opt =k·Ö(W_xmp /t_w )

где k- коэффициент, зависящий от конструктивного оформления балки;

при постоянном сечении сварных балок k=1,15

t_w - толщина стенки, см

Предварительно толщина стенки определяется по формуле

t_w =7+3h_min /1000

t_w =7+3·501 /1000=8,5 мм

Принимаем t_w =9 мм

h_opt =1,15·Ö(2320/0,9)=58,4 см

Принимаем h=60 см

Уточним толщину стенки из условия обеспечения ее прочности при работе на срез ( сдвиг)

t_w >1,5·Q_f · γ_n /h_w ·R_s · γ_c

где h_w - высота сечения; h_w =h-2t_f =60-2*1,8=56,4см

t_f - толщина пояса, предварительно принимаемая равной t_f =14-20мм; =18мм

R_s - расчетное сопротивление сдвигу, кН/см² ; R_s =19,14 кН/см²

t_w >1,5·547· 1/56,4·19,14· 1=0,48см

Оставляем толщину t_w =9мм.

h_opt =1,15·Ö(2320/0,9)=58,4 см

Принимаем h=60 см

Проверка:

t_w >1,5·547· 1/56,4·19,14· 1=0,76см t_w =0,9см>=0,76см

Требуемая площадь сечения каждого поясного листа при симетричной балке равна

А_f =W_xmp /h- t_w ·h/6

А_f =2320/60- 0,9·60/6=29,7 см²

Толщина поясного листа t_f =18мм. Ширина поясных листов b_f =180мм.

Площадь сечения поясного листа A_f =t_f *b_f =1,8*18=32,4см² .

По требованию обеспечения местной устойчивости поясов балки необходимо чтобы соблюдалось условие

B_ef /t_f <0,5Ö(E/R_y )

где B_ef – ширина свеса сжатого пояса B_ef =(B_f -t_w )/2

B_ef =(180-9) /2=85,5мм

8,55/1,8<0,5Ö(20600/33)

4,75<12,49

Условие выполняется

Проверка прочности и жесткости подкрановой балки

Площадь сечения элементов (см² ):

Стенки балки A_w =h_w ·t_w =56,4·0,9=50,76 cм²

Верхнего пояса A_ft =B_f ·t_f =32,4 cм²

Нижнего пояса A_fb =B_f ·t_f =32,4 cм²

Тормозного листа A_sh =B_sh ·t_sh =85·0,6=51см²

где t_sh - толшина стального рифленого листа: t_sh =6мм

B_sh - ширина стального листа, зависящая от конкретных размеров

конструкций и измеряющаяся в пределах 85…90 см. =85см.

Площадь поперечного сечения швеллера A_{с h} , выполняющая роль пояса тормозной балки для швеллера №16 A_{с h} = 18,1 см²

Момент инерции (см⁴ ) площади поперечного сечения балки относительно оси Х-Х

I_x = h_w ³ ·t_w /12+2·( B_f ·t_f ³ /12+ A_fb ((h_w + t_f )/2)² )

I_x = 56,4³ ·0,9/12+2·( 18·1,8³ /12+ 32,4((56,4+ 1,8)/4)² )=68346 см⁴

Расстояние от центра тяжести тормозной балки до оси Y₀ -Y₀ (см)

Х_c =(A_ch ·X_cho +A_sh · X_sho )/( A_ch + A_sh +2A_ft )

Х_c =(18,1·83+51· 40,5)/( 18,1+ 51+2*32,4) =26,7 см

где X_cho – расстояние от оси Y₀ -Y₀ балки до центра тяжести окаймляющего

швеллера

X_sho – расстояние от оси Y₀ -Y₀ балки до центра тяжести тормозного листа

Момент инерции площади поперечного сечения тормозной балки относительно оси Y-Y(см⁴ )

I_y =I_ch +A_ch X_ch ² +t_sh b³ _sh /12+ A_sh X_sh ² + t_f b³ _f /12+A_ft X_c ²

где X_ch -расстояние от оси Y-Yдо центра тяжести швеллера

X_sh -расстояние от оси Y-Yдо центра тяжести тормозного листа

I_ch - собственный момент инерции швеллера

I_y =63+18,1·56,3² +0,6·85³ /12+ 51·13,8² + 1,8·18³ /12+32,4·26,7² =121826 см⁴

Моменты сопротивления площади поперечного сечения:

-подкрановой балки относительно оси Х-Х

W_x =2I_x /hW_x =2*68346/60=2278 см³

-тормозной балки относительно оси Y-Y

W_y =I_y /(X_c +b_f /2) W_y =121826/(26,7+18/2)=3413 см³

Статический момент (см³ ) половины сечения подкрановой балки относительно нейтральной оси Х-Х

S_x = A_f (h_w +t_f )/2 + A_w h_w /8

S_x = 32,4(56,4+1,8)/2 + 50,76·56,4/8=1300 см³

Проверка прочности подкрановой балки по нормальному напряжению в ее верхнем поясе производится по формуле

σ_мах =M_f /W_x +M_t /W_y <Rγ_c /γ_n

σ_мах =72900/2278+2420/3413=32,7кН/см² <33·1/0,95=34,7

Условие выполнено.

Проверка прочности балки по касательному напряжению:

τ_max =Q_f S_x /I_x t_w <R_s γ_c /γ_n

τ_max =547·1300/68346·0,9=11,6кН/см² <19,14·1/0,95=20,2

Проверка прочности стенки балки по местному напряжению от давления кранового колеса

σ_loc =γ_wf γ_f F_n /t_w l_ef <R_y γ_c /γ_n

σ_loc =1,1·1,1·315/0,9·23,4=18,1кН/см² <33·1/0,95=35 Условие выполнено.

где γ_wf - коэффициент, учитывающий неравномерность давления колес и

повышенную динамичность под стыком рельсов, принимаемый для

кранов нормального режима работы γ_wf =1,1

γ_f -коэффициент надежности по нагрузке γ_f =1,1

l_ef - условная длина распределения местного давления (см), определяемая

в сварных балках по формуле

l_ef =3,25* ³ Ö(I_f /t_w )=3,25* ³ Ö(336/0,9)=23,4см

где I_f - сумма моментов инерции площади сечения верхнего пояса балки и кранового рельса относительно собственных осей

I_f =b_ft ·t_f ³ /12+I_r =18·1,8³ /12+327=336см⁴

I_r - момент инерции кранового рельса, принимаемый по соответствующему

ГОСТу. =327см⁴

Проверка жесткости подкрановой балки производится по формуле

f=M_in ·l² ·γ_c /10·E·I_x <f_u ;

f=45600·600² ·1/10·20600·68346=1,2см <1,5 Жесткость соблюдена.

где f- прогиб балки от нормативной нагрузки

M_in -нормативный изгибающий момент (кН·см) в балке от загружения ее

одним краном

f_u - предельный прогиб, равный для балок под краны режимов работы

1К-6К l/400=600/400=1,5см

Перенапряжения в конструкциях не допускаются.

Обеспечение местной устойчивости элементов подкрановой балки

Общая устойчивость подкрановой балки при наличии тормозной балки обеспечена.

Местная устойчивость сжатого (верхнего) пояса подкрановой балки обеспечена, если выполняется условие

B_ef /t_f <0,5√(E/R_y )

где B_ef -ширина свеса пояса

8,55/1,8<0,5Ö(20600/33)

4,75<12,49

Условная гибкость стенки балки

λ_w =(h_w /t_w ) √(R_y /E)≤ 2,2

λ_w =56,4(33/20600) ^1/2 /0,9=2,173< 2,2 Условие выполняется

Определение размеров опорного ребра балки

Разрезная подкрановая балка опирается на колонну посредством опорного ребра с выступающим пристроганным торцом

Требуемая площадь сечения ребра (см² )

A_p >Q_f ·γ_n /R_p · γ_c

где R_p - расчетное сопротивление стали смятию торцевой поверхности, кН/см²

A_p >547·0,95/48·1=11 см²

Ширина опорного ребра (см)

B_α =A_p /t_α =11/1,2=9,2 см

где t_α - толщина ребра, назначаемая в пределах 12…20мм. =1,2см

Принимаем B_α =180 мм

Ширина выступающей части ребра (ширина свеса B_ef ) из условия обеспечения его местной устойчивости должна отвечать неравенству

B_ef /t_α <0,5√(E/ R_y )

Ширина свеса B_ef =(B_α -t_w )/2=(9,2-0,9)/2=4,15см

4,15/1,2<0,5√(20600/33)

3,46<12,49

Местная устойчивость обеспечена.

Выступающая вниз часть ребра а должна отвечать неравенству а<1,5 t_α ;

Принимаем а=18мм

18≤1,5·12=18мм – условие выполняется

Определение веса и массы подкрановой балки

Вес подкрановой балки (кН):

G=ψAlγ_ct ,

где ψ-строительный коэффициент, принимаемый для сварных балок с

поперечными ребрами жесткости: ψ=1,2

А- площадь поперечного сечения балки, м²

γ_ct - объемный вес стали: γ_ct =78,5 кН/м³

l-пролет балки,м

A=ΣA_i =A_w +2A_f +A_sh +A_ch =50,76+2*32,4+51+18,1=184,66см² =0,0185м²

G=1,2*0,0185*6*78,5=10,5кН

Масса подкрановой балки (т):

M=G/g

где g– ускорение свободного падения. = 9,81м/с²

М=10,5*1000/9,81=1070кг=1,07т

4.Расчет стропильной фермы

Исходные данные :

Схема : № 2. Схема компановки:№4.

Пролёт фермы :24 м.

Длинна панели нижнего пояса : 3м.

Опорная стойка : 1,6м.

Шаг фермы : 6 м.

Сталь фермы : 14Г2

Постоянные нормативные нагрузки : 0,6 – 0,2 – 0,14 – 0,4кН/м²

Вес тельфера 70 кН.

Район строительства: Вильнюс.

Рассчитать узлы :Е.

Уклон фермы : 1/8

Определим геометрические длины всех панелей поясов.

L₁₅ = L₁₄ = L₁₃ = L₁₂ = L₁₁ = L₁₀ = L₉ = L₈ = 3 м.

tg α = 1/8 α = 7⁰ 12’

sin α = 0.124

cos α = 0.992

L₀ = L₁ = L₂ = L₃ = L₃ = L₄ = L₅ = L₇ = L₆ = 3 м.

Определим геометрические длины всех стоек.

L’₀ = L’₁₆ = 1,6 м.

L’₂ = L’₁₄ = 1,98 м.

L’₄ = L’₁₂ = 2,36 м.

L’₆ = L’₁₀ = 2,74 м.

L’₈ = 3,1 м.

Определяем геометрические длины всех раскосов.

L’₅ =L’₁₁ =3,8м

Определение нагрузок на ферму.

На ферму действует два вида нагрузок:

- Постоянная от собственного веса конструкций покрытия

- Кратковременная снеговая

Таблица 1 - Нагрузки на ферму приведены в табличной форме:

Собственный вес фермы со связями определяется по формуле

g_n =1,2ψ_ir L, где ψ_ir =3- коэффициент веса, изменяющийся для ферм L=12…24м при нагрузке 1,4…4кН/м²

g_n =1,2·3·24=86,4 кН/м²

Полное расчетное значение снеговой нагрузки:

S=S_n ·γ_f ,где γ_f -коэффициент надежности по нагрузке. =1,4

S=0,5·1,4=0,7кН/м²

Нормативное значение S_n =1*S₀

S_n =1·0,5=0,5 кН/м²

Расчетное значение погонной постоянной нагрузки (кН/м), где В=6м-шаг фермы

g₁ =gB=3,98·6=23,88кН/м

Расчетное значение погонной снеговой нагрузки(кН/м)

S₁ =SВ=0,7·6=4,2кН/м

Узловая нагрузка на промежуточные узлы фермы (кН)

F₁ =(g₁ +S₁ )·d,

где d=3м- длина панели верхнего пояса

F₁ =(23,88+4,2)·3=84,24 кН

Нагрузка на надопорный узел F₂ будет вдвое меньше, так как она собирается с половины панели

F₂ =0,5 F₁

F₂ =0,5·84,24=42,12 кН

Опорные реакции определяются по формуле V=ΣF_i /2,

где ΣF_i - сумма всех узловых нагрузок на ферму

V=8*84,24/2=336,96 кН

Определение усилий в стержнях фермы

Загружение 1

Эпюра N

Единицы измерения - кН

№ элем	N(кН)	№ элем	N(кН)	№ элем	N(кН)
1	-337	12	-641	23	-45
2	-337	13	-703	24	-131
3	0	14	-676	25	-229
4	447	15	-676	26	53
5	643	16	-703	27	64
6	693	17	-641	28	236
7	693	18	-521	29	492
8	643	19	-229	30	53
9	447	20	-131	31	64
10	0	21	-45	32	236
11	-521	22	85	33	492

Усилия ( нормальные силы ) в стержнях фермы пролетом 24 м

Подбор уголковых профилей для стержней фермы

Стропильные фермы относятся к так называемым легким фермам, для которых наиболее распространены стержни таврового сечения из двух прокатных уголков. Перспективными являются фермы, стержни которые

выполняются из труб, фермы с применением элементов таврового сечения и др.

Назначение толщины фасонок

Толщина узловых фасонок назначается в зависимости от усилий в стержнях решетки. По наибольшему усилию назначается толщина фасонок = 14мм, которая может быть принята одинаковой во всех узлах фермы.

Подбор сечений стержней фермы

Верхний пояс :

Требуемая площадь сечения сжатого стержня (см² ) определяется из условия обеспечения его устойчивости по формуле

A_тр =N·γ_n /φ·R_y · γ_c

где N- продольная сила в стержне, кН

φ-коэффициент продольного изгиба

Задаемся гибкостью λ=90; φ=0,6

A_тр =703·1,1/0,6·33·0,85=46 см²

Затем находят требуемые радиусы инерции (см):

где

λ₀ =90 – гибкость стержня;

= 3 м - расчетная длина стержня в плоскости фермы, принимаемая равной его геометрической длине;

- расчетная длина стержня из плоскости фермы, зависящая от системы связей между фермами и от способа крепления к фермам плит или прогонов (можно принимать = ).

i_{x тр} = i_{у тр} = 300/90=3,3 см

Принимаем сечение из двух уголков №10 (толщина фасонки 14мм)

А_{факт,уголка} =29,8 см²

i_x =2,98 см= i_y

Посчитаем фактические гибкости стержня:

Т.к. уголок равнополочный, принимаем

λ_х = 300/2,98=101

λ_y = 101

φ_min =0,5

Проверка стержня на устойчивость:

σ=N/ φ·A<R_y · γ_c / γ_n

σ=703/(0,5·2*29,68) =11,8<33*0,85/1,1=12,8 -условие выполняется

Фактические гибкости сопоставляются с предельной гибкостью, равной для сжатых поясов и опорных раскосов: λ_u =180-60α,

где α- коэффициент, принимаемый не менее 0,5

α=703·1,1/(0,5·59,36·0,85·33) =0,93

λ_u =180-60·0,93=124,2

λ_х =101 < λ_u =124,2 -сечение принято

Нижний пояс : Требуемая площадь сечения уголков растянутого стержня (см² ) определяется по формуле:

A_тр =N·γ_n / R_y · γ_c

где N- продольная сила в стержне, кН

A_тр =693·1,1/33·0,85=27,2 см²

Принимаем сечение из двух уголков №11/7

А_{факт,уголка} =13,93 см²

Затем подобранное сечение проверяем по гибкости

i_x =3,51 см, i_y =1,98 см ,

λ_х =l_x /i_x =300/3,51=85,5 < λ_u =400

λ_y = l_y /i_y =300/1,98=151,5< λ_u =400

где l_x - расчетная длина стержня в плоскости фермы, равная его

геометрической длине

i_x - радиус инерции принятого сечения

Сечение принято.

Стержни решетки:

Требуемая площадь сечения сжатого стержня стойки (см² ) определяется из условия обеспечения его устойчивости по формуле

A_тр =N·γ_n /φ·R_y · γ_c

Задаемся гибкостью λ=150; φ=0,2

A_тр =337·1,1/0,2·33·0,85=66,1 см²

Принимаем сечение из двух равнополочных уголков №12,5:

А_{факт,уголка} =33,37см²

i_x =3,8см=i_y

λ_х =0,8*l_max /i_x =0,8*410/3,8=86,3=λ_y

φ_min =0,5

Проверка стержня на устойчивость

σ=N/ φ·A<R_y · γ_c / γ_n

σ=337/0,5·2*33,7=10,1<33·0,8/1,1=24 - условие выполняется Предельная гибкость:

λ_u =210-60α

где α- коэффициент, принимаемый не менее 0,5.

α=N·γ_n / φ_min ·R_y · γ_c ·A=337·1,1/0,5·66,74·0,8·33=0,42

λ_u =210-60·0,5=180

λ_х =86,3 < λ_u =180- сечение принято

Требуемая площадь сечения растянутых раскосов (см² ) определяется по формуле:

A_тр =N·γ_n / R_y · γ_c

где N- продольная сила в стержне, кН

A_тр =492·1,1/33·0,85=19,3 см²

Принимаем сечение из двух неравнополочных уголков №8/6 (толщина фасонки 14 мм)

А_{факт,уголка} =10,67см²

Затем подобранное сечение проверяем по гибкости

i_x =2,5см i_y =1,74см

λ_х =0,8l_x /i_x =0,8*380/2,5=122 < λ_u <400

λ_y = l_y /i_y =380/1,74=218 < λ_u <400

Сечение принято.

Требуемая площадь сечения сжатых раскосов (см² ) определяется из условия обеспечения его устойчивости по формуле

A_тр =N·γ_n /φ·R_y · γ_c

Задаемся гибкостью λ=150; φ=0,2

A_тр =337·1,1/0,2·33·0,85=66,1 см²

Принимаем сечение из двух равнополочных уголков №12,5:

А_{факт,уголка} =33,37см²

i_x =3,8см=i_y

λ_х =0,8*410/3,8=86,3=λ_y

φ_min =0,5

Проверка стержня на устойчивость

σ=N/ φ·A<R_y · γ_c / γ_n

σ=337/0,5·66,74=10, 1 < 33·0,8/1,1=24 -условие выполняется Предельная гибкость:

λ_u =210-60α

где α- коэффициент, принимаемый не менее 0,5.

α=N·γ_n / φ_min ·R_y · γ_c ·A=337·1,1/0,5·66,74·0,8·33=0,42

λ_u =210-60·0,5=180

λ_х =86,3 < λ_u =180- сечение принято

Сечение принято.

Результаты расчетов по подбору профилей для стержней фермы

Раскосы

Таблица - Количество типов уголков

Расчет узлов фермы

Стержни фермы в узлах связываются листовыми фасонками, к которым они прикрепляются с помощью электросварки.

Конструктивная длина шва по обушку определяется по формуле

длина шва по перу определяется по формуле

где α- коэффициент, учитывающий долю усилия, приходящегося на обушок

N- усилие в стержне, кН

β_f -коэффициент провара (при ручной сварке β_f =0,7)

K_{f 1} , K_{f 2} - толщины швов соответственно по обушку и по перу, см

R_wf - расчетное сопротивление угловых швов среза по металлу шва,

равное при использовании электродов типа Э50: R_wf = 21 кН/см²

γ_wf - коэффициент условий работы шва; γ_wf =1

Коэффициент αпринимаем равным: для равнополочных уголков α=0,7.

Толщина шва по перу уголка принимается на 2 мм меньше толщины полки уголка, но не менее 4 мм. Максимальная толщина шва по обушку уголка не должна превышать 1,2t_min , где t_min -толщина более тонкого элемента (фасонки или полки уголка).

Минимальная длина шва должна составлять 4 К_f или 40 мм. Максимальная расчетная длина шва не должна превышать 85β_f К_f .

Узел «Е»

Определим длины швов поясов «6» и «7» (δ=6мм) :

Конструктивная длина шва по обушку

Принимаем l_w1 = 22 см.

Длина шва по перу

lw₂ = 13 см.

К_f1 = 8мм = 0,8см. K_f2 = 6 мм = 0,6 см.

Определим длины швов пояса «30» и «26» (δ=6мм) :

Конструктивная длина шва по обушку

Принимаем lw₁ =4 см.

Длина шва по перу

lw₂ = 4 см.

К_f1 = 8 мм = 0,8 см. K_f2 = 6 мм = 0,6 см.

Определим длины швов пояса «22» (δ=6мм) :

Конструктивная длина шва по обушку

Принимаем lw₁ =4 см.

длина шва по перу

lw₂ = 4 см.

К_f1 = 8 мм = 0,8 см. K_f2 = 8 мм = 0,8 см.

Рассчитанные длинышвов наносятся на схему узла, после чего выявляются размеры фасонки и ее очертание. Принимаемое очертание фасонки должно быть простым, желательно прямоугольным.

Узел Е должен иметь опорное ребро 16…25мм. Минимальная ширина ребра 180 мм.

Таблица сварных швов в узлах фермы

Общая расчетная длина сварных швов (см), прикрепляющихгоризонтальную накладку к полкам уголков по одну сторону стыка:

где N- усилие в стержне нижнего пояса, помыкающем к монтажному узлу ,кН.

Более подробно с конструкциями узлов стропильных ферм и особенностями их расчета следует ознакомиться по рекомендуемой литературе (1);(5);(7).

Итогом проектирования стропильной фермы является составление спецификации металла на отправочный элемент, форму которой следует принять по учебнику (1).

5.Р асчетпоперечнойрамыкаркаса

Определение нагрузок на раму.

На раму действуют нагрузки

а) постоянная – от собственного веса конструкций

б)кратковременные: снеговая; крановая – вертикальная от давления колес мостового крана и горизонтальная от торможения тележки; ветровая.

Рис. Рама

А) Постоянная нагрузка на раму. На стойку рамы будет действовать опорная реакция ригеля (кН) V_g =g₁ L/2, где L- пролет ригеля (фермы); g₁ – погонная расчетная нагрузка, кН/м²

V_g =23,88·24/2=286,56 кН

б) Снеговая нагрузка на раму. На стойку рамы будет действовать соответствующая опорная реакция ригеля (кН) V_р =S₁ L/2, где S₁ – погонная расчетная снеговая нагрузка, кН/м²

V_р =4,2·24/2=50,4 кН

Вертикальные крановые нагрузки. Крановая нагрузка на поперечную раму определяется от двух сближенных кранов, расположенных таким образом, чтобы нагрузка была наибольшей.

Расчетная вертикальная сила (кН), действующая на стойку (колонну), к которой приближены тележки кранов

D_max =γ_f ·n_c ·F_{n max} ·Σy_i +G,

где F_{n max} - наибольшее давление колеса

γ_f - коэффициент надежности по нагрузке, γ_f =1,1

Σy_i - сумма ординат влияния для опорного давления на колонну

n_c – коэффициент сочетания: n_c =0,85

G- вес подкрановой балки, кН

Ординаты линий влияния y₁ =0,267, y₂ =1; y₃ =0,8; y₃ =0,066.

D_max =1,1·0,85·315·(0,267+1+0,8+0,066)+10,5 =717,36 кН

Расчетная вертикальная сила, действующая на другую стойку рамы

D_min =γ_f ·n_c ·F_{n min} ·Σy_i +G,

где F_{n min} - наименьшее давление колеса на кран (кН)

F_{n min} =(P+G_c )/n₀ - F_{n max}

P- грузоподъемность крана

G_c - общий вес крана с тележкой

n₀ - число колес на одной стороне крана n₀ =2

F_{n min} =(300+520)/2- 315=95 кН

D_min =1,1·0,85·95·2,4+10,5=223,68 кН

Горизонтальные крановые нагрузки.

Расчетная горизонтальная сила (кН)

T_c = γ_f ·n_c ·T_n ·Σy_i ,

где T_n - нормативная горизонтальная сила при торможении тележки,

приходящаяся на одно колесо крана.

Горизонтальная сила T_c может действовать на левую или правую стойку рамы, причем как в одну, так и в другую сторону.

T_c = 1,1·0,85·10,5 ·2,4=23,6 кН

Ветровая нагрузка.

Расчетное значение погонной ветровой нагрузки в стойке рамы (кН/м):

С наветренной стороны (положительное давление):

g_w = γ_f ·c·K·W_о B

g_w = 1,4·0,8·1·0,48·6=3,2кН/м

С заветренной стороны

g_w ^´ = γ_f ·c^´ ·K·W_о B

g_w ^´ = 1,4·0,6·1·0,48·6=2,4 кН/м

где γ_f =1,4 – коэффициент надежности по нагрузке; с, c^´ - аэродинамические коэффициенты,

Схема к определению

ветровой нагрузки (для местности типа А) равные в данных условиях

соответственно 0,8 и 0,6

К – коэффициент, учитывающий изменение ветрового давления по

высоте, К=1

W_c - нормативное значение ветрового давления ,

В- шаг поперечных рам,

Ветровая нагрузка (кН), действующая на шатер, заменяется сосредоточенными силами, приложенными на уровне ригеля:

С наветренной стороны F_w = γ_f ·c·K·W_о ·B·h

С заветренной стороны F_w ^´ = γ_f ·c^´ ·K·W_о ·B·h

где К- коэффициент, равный 1

h- высота шатра, м

F_w = 1,4·0,8·1·0,48·6·3,1=10 кН

F_w ^´ = 1,4·0,6·1·0,48·6·3,1=7,5 кН

Суммарная силаFw_о = F_w + F_w ^´ cчитается приложенной к левой стойке рамы на уровне низа ригеля.

Fw_о =10+7,5=17,5 кН

В курсовом проекте разрешается считать конструкцию стенового заполнения самонесущей, опирающееся на фундаменты. Поэтому вес стеновых ограждающих конструкций при расчете рамы не учитывается.

Определение усилий в стойках рамы

Фактическая высота верхней части колонны (стойки) (м):

l₂ =h_g +h_r +H₂ -0,15,

где h_g – фактическая высота подкрановой балки с учетом выступающей части опорного ребра

h_g =600 мм;

h_r – высота кранового рельса; h_r =120мм

l₂ =0,6+0,12+3,4-0,15=3,97м

Фактическая высота нижней части колонны (м):

l 1=l -l 2=11,2-3,97=7,2м

Далее следует предварительно принять соотношение между жесткостями сечений верхней и нижней частей колонны:

где J1; J2 -моменты инерции сечений нижней и верхней частей колонны.

Расчетная схема рамы и характерные сечения стойки

Определение усилий в стойках рамы

Усилия в стойках рамы от постоянной нагрузки

От действия силы Vg( рис.16 ) на уровне ступени колонны вследствие смещения осей верхней и нижней частей стойки возникает изгибающий момент

где е - эксцентриситет, равный приближенно:

е=0.5*(1000-500)=250мм

М_g =286,56*0,25=71,64кН*м

Нормальная сила в ригеле рамы от постоянной нагрузки (то есть лишнее неизвестное) (кН):

X_{g =} 3*71,64*(1-0,355² )/2*11,2(1+0,355³ *9)=5,98кН

где ;

Рекомендуется принимать n= 8…12

В стойках будут действовать изгибающие моменты (рис.17 ):

в сечении 1-1 =71,64-5,98*11,2=-4,7кНм

в сечении 2-2 =71,64-5,98*3,97=47,9кНм

в сечении 3-3 =-5,98*3,97=-23,74кНм

Нормальная сила в стойках рамы (кН) =286,56кН

Поперечная сила в левой стойке =5,98кН

Рис. 17. Эпюра усилий в раме от постоянной нагрузки

Усилия в стойках рамы от снеговой нагрузки

Значения усилий в стойках рамы от снеговой нагрузки определяются путем умножения соответствующих усилий от постоянной нагрузки на переходной коэффициент К= V_p / V_g =50,4 /286,56 =0,18

Усилия в стойках рамы от вертикальных крановых нагрузок

От действия сил вертикального давления кранов на уровне консолей в стойках рамы возникают моменты

M_max = D_max ·e_c

e_c =0, 5 м

M_max = 717,36 ·0,5=358,68 кН·м

M_min = D_min ·e_c

M_min =223,68 ·0,5=111,84 кН·мСхема к определениюе с

,

где

Изгибающие моменты в расчетных сечениях левой стойки

M_{с 1-1} = X_с l- M_max =19,6·11,2-358,68 = -139,16 кН·м

M_{с 2-2} = X_с l₂ - M_max =19,6·3,97-358,68 = -280,87 кН·м

M_{с 3-3} = X_с l₂ =19,6·3,97=77,8кН·м

Изгибающие моменты в расчетных сечениях правой стойки

M_с ^´ _1-1 = X_с l- M_min =19,6·11,2-111,84=107,7 кН·м

M_с ^´ _2-2 = X_с l₂ - M_min =19,6·3,97-111,84= -34кН·м

M_с ^´ _3-3 = X_с l₂ =19,6·3,97=77,8кН·м

Нормальная сила в левой и правой стойках (кН):

N= D_max =717,36 кН

N’= D_min =223,68 кН

Поперечные сили в левой и правой стойках (кН):

Q= -19,6 кН

Q’= 19,6 кН

Усилия в стойках рамы от горизонтальных крановых нагрузок

Усилие Х в ригеле (кН):

Изгибающие моменты в расчетных сечениях левой стойки:

M_{Т 1-1} =±[ 23,6*7,23-4,1*11,2] =±124,7 кН·м

M_{Т 2-2} = M_{Т 3-3} =±4,1·3,97=±16,3Н·м

Изгибающие моменты в расчетных сечениях правой стойки:

M_{Т 1-1} =±4,1·11,2=±45,92 кН·м

M_{Т 2-2} = M_{Т 3-3} =±4,1·3,97=±16,3 Н·м

Поперечная сила в нижней части левой стойки Q=±( X_с -T_c )= ±4 кН

в правой стойке Q=±X_Т =±4,1 кН

Эпюры моментов в раме от горизонтальной крановой нагрузки

Усилия в стойках рамы от ветровой нагрузки

Нормальная сила в ригеле (кН) от положительного ветрового давления:

Усилия в левой колонне при ветре слева

Изгибающие моменты в расчетных сечениях левой стойки:

M_{w 1-1} = (12,1-17,5) ·11,2-(3,2·11,2² /2)=-261 кН·м

M_{w 2-2} = M_{w 3-3} =(12,1-17,5) ·3,97-(3,2·3,97² /2) = - 46,7 кН·м

Нормальная сила:Nw=0

Поперечная сила:

-в верхней точке колонны

Q_w =17,5-12,1=5,4 кН

-в заделке колонны

Q_{w (1-1)} =17,5-12,1+3,2*11,2=41,24 кН

Эпюры усилий в рамеот ветровой нагрузки (ветер слева)

Эпюры усилий в раме от ветровой нагрузки (ветер справа)

Усилия в правой колонне при ветре слева

Изгибающие моменты в расчетных сечениях:

M_{w 1-1} = 12,1·11,2+(2,4·11,2² /2)=286кН·м

M_{w 2-2} = M_{w 3-3} =12,1·3,97+(2,4·3,97² /2)=67 кН·м

Нормальная сила :

Поперечная сила:

в верхней точке колонны Q_w =X_w

Q_w =12,1кН

в заделке колонныQ¢_{w (1-1)} =X_w +q¢_w l

Q¢_{w (1-1)} =12,1+2,4·11,2=38,98 кН

Эпюры усилий в раме от ветровой нагрузки (ветер слева)

При ветре справа колонны как бы меняются местами, при этом изменяется знак поперечной силы Q.

Таким образом:

Усилия в левой колонне при ветре справа:

Изгибающие моменты в расчетных сечениях:

M_{w 1-1} = 12,1·11,2+(2,4·11,2² /2)=286кН·м

M_{w 2-2} = M_{w 3-3} =12,1·3,97+(2,4·3,97² /2)=67 кН·м

Нормальная сила :

Поперечная сила:

в верхней точке колонны Q_w =-X_w

Q_w =-12,1кН

в заделке колонныQ¢_{w (1-1)} =-(X_w +q¢_w l )

Q¢_{w (1-1)} =-(12,1+2,4·11,2)=-39 кН

Усилия в правой колонне при ветре справа

Изгибающие моменты в расчетных сечениях левой стойки:

M_{w 1-1} = (12,1-17,5) ·11,2-(3,2·11,2² /2)=-261,2 кН·м

M_{w 2-2} = M_{w 3-3} =(12,1-17,5) ·3,97-(3,2·3,97² /2) = - 46,7 кН·м

Нормальная сила:Nw=0

Поперечная сила:

-в верхней точке колонны

Q_w =12,1кН

-в заделке колонны

Q_{w (1-1)} =12,1+2,4*11,2=39 кН

Полученные результаты заносим в сводную таблицу.

Сводная таблица усилий в левой стойке рамы

Ном. загр.	Вид загружения	Схемы рамы и эпюр М	Коэф. соче- таний	Часть стойки
				нижняя					верхняя
				Сечения
				1-1			2-2		3-3
				М кН·м	N кН	Q кН	М кН·м	N кН	М кН·м	N кН
1	Постоянная нагрузка, собственный вес ригеля		1,0	-4,7	286,6	5,98	47,9	286,6	-23,7	286,6
2	Снеговая нагрузка		1,0	-0,9	51,6	1,1	8,6	51,6	-4,3	51,6
3	Крановые моменты (тележка слева)		1,0	-139,2	717,4	-19,6	-280,9	717,4	77,8	717,4
4	Крановые моменты (тележка справа)		1,0	107,7	223,7	19,6	-34	223,7	77,8	223,7
5	Поперечное торможение кранов (сила приложена к левой стойке)		1,0	± 124,7	±4	± 16,3
6	Поперечное торможение кранов (сила приложена к правой стойке)		1,0	±45,9	±4,1	± 16,3
7	Ветровая нагрузка (ветер слева)		1,0	-2,61	41,2	-46,7
8	Ветровая нагрузка (ветер справа)		1,0	261,2	39	-46,7

6.Р асчетколонны

Определение расчетных усилий.

Расчетные усилия для верхней (сечение 3-3) и нижней (1-1) частей колонны принимаем по таблице

М₁ =392 кН·м

N₁ =1279 кН

М₃ =128 кН·м

N₃ = 1279 кН

Определение расчетных длин.

l₁ =7230мм– длина подкрановой части колонны;

l₂ =3970мм– длина надкрановой части колонны.

Расчетные длины частей колонны в плоскости рамы

l_{x 2} ^ef =μ₂ l₂ =3·3,97=11,9м

l_{x 1} ^ef =μ₁ l₁ =2,5·7,23=18,1м

Расчетные длины частей колонны из плоскости рамы

l_{у 2} ^ef =l₂ -h_g =3,97-0,6=3,37м

l_y1 ^ef =l₁ =7,23м

Расчет верхней части колонны.

Предварительный подбор сечения.

Требуемая площадь поперечного сечения (см² )

А_тр >Nγ_n (1,25+2,8e_x /h₂ )/R_y γ_c

где е_х =M/N=400/1300=0,31м

А_тр >1300·1(1,25+2,8·0,31/0,5)/33·1=118 см²

А_тр ≥ 118 см²

Толщину стенки принимаем t_w =10мм

Площадь поперечного сечения стенки A_w =t_w ·h_w

где h_w – высота стенки: h_w =h₂ -2t_f =500-2·20=460мм

t_f - толщина пояса колонны: t_f =10…20мм

A_w =t_w ·h_w =1·46=46см²

По конструктивным требованиям принимаем ширину полки

B_f = 180мм=18 см

А_f =2 B_f t_f =2·18·2=72см²

Рис. Вычисление геометрических характеристик сечения

Фактическая площадь сечения (см² )

А₂ =h_w ·t_w +2·B_f ·t_f

А₂ =46·1+2·18·2,0=118 cм²

Моменты инерции (см⁴ )

I_y =2·t_f ·B_f ³ ·/12=2·2,0·18³ ·/12=1944см⁴

I_x =t_w ·h_w ³ /12+2·B_f ·t_f ·(h₂ /2+t_f /2)² = 1·46³ /12+2·18·2,0·(50/2+2,0/2)² =56783см⁴

Момент сопротивления (см³ )

W_x =2· I_x /h₂ =2· 56783/50=2271 см³

Ядровое расстояние (см) r_x =W_x /A₂ =2271/118=19,3 см

Радиусы инерции (см)

i_x =√(I_x /A₂ )=√(56783/118)=21,9 cм

i_у =√(I_у /A₂ )=√(1944/118)=4,1 cм

Проверка устойчивости верхней части колонны в плоскости действия изгибающего момента.

Гибкость верхней части колонны в плоскости рамы

λ_х = l_{x 2} ^ef / i_x =1120/21,9=51,1

Условная гибкость λ_х = λ_х √(R_y /E)=51,1√(33/20600)=2,1

Оптимальный эксцентриситет m=e_x /r_x =31/19,3 =1,61

Проверка устойчивости осуществляется по формуле

N/φ_е ·A₂ <R_y γ_c /γ_n

1300/0,435·118<33·1,0/1,0

25<33

Условие выполняется

Проверка устойчивости верхней части колонны из плоскости действия изгибающего момента.

Наибольшее значение изгибающего момента в пределах средней трети высоты верхней части колонны

M^´ _x =2/3 M_x , где М_х - расчетный изгибающий момент в сечении 3-3

M^´ _x =85,3 кН·м

Относительный эксцентриситет m_x = M^´ _x /N*r_x =85,3/1300·0,193=0,34

Величина коэффициента с вычисляется по формуле с=β/(1+α·m_x )

с=1,0/(1+0,8· 0,34)=0,79

Гибкость верхней части колонны в плоскости рамы

λ_у = l_у2 ^ef / i_у =337/4,1=82

Проверка устойчивости осуществляется по формуле

N/с·φ_у ·A₂ <R_y γ_c /γ_n ,

где φ_у – коэффициент продольного изгиба относительно оси Y-Y

1300/0,66·118·0,79=21,1<33·1,0/1,0=33

21,1<33

Проверка устойчивости поясов верхней части колонны

Отношение расчетной ширины свеса поясного листа B_ef к его толщине t_f не должно превышать для двутаврового сечения величины

B_ef /t_ef =(0,36+0,1 λ_x )√(E/R_y )= (0,36+0,1·2,1)√(20600/33)=14

Ширина свеса B_ef =(B_f -t_w )/2=(18-1)/2=8,5 см

46/1=46<57,5

Значит, укреплять стенку поперечными ребрами жёсткости не надо.

Расчет нижней части колонны

Предварительное определение усилий в ветвях

Подкрановая ветвь колонки принимается из прокатного двутавра, наружная - из сварного швеллера.

Ориентировочное положение центра тяжести поперечного сечения нижней части колонны

y₁ =392·0,98/(392+392)=49 см

Где M1, M2 - абсолютные величины расчетных изгибающих моментов, догружающих подкрановую и наружную ветви;

h_o =h-z_o =100-2=98cм ; h=100см, z_o =2…3 см

y₂ =h_o -y₁ =98-49=49 см

Нормальные силы соответственно в подкрановой и наружной ветвях

N_{b 1} =N₁ y₂ /h_o +│M₁ │/h_o = 1300·49/98+392/0,98=650кН

N_{b 2} =N₂ y₁ /h_o +│M₂ │/h_o =1300·49/98+392/0,98=650 кН

Поперечное сечение нижней части колонны

Подбор сечений ветвей

Требуемая площадь поперечного сечения подкрановой ветви

А_тр.1 = N_{b 1} γ_n /R_y γ_c φ=650·1/33·1·0,75=26,3 см²

где φ- коэффициент продольного изгиба, принимаемый в пределах 0,7…0,8

Высота двутаврового сечения для обеспечения устойчивости ветви из плоскости рамы должна составлять b>l₁ /30=241 мм

Принимаем двутавр №30 с А_{b 1} =46,5 см²

Требуемая площадь поперечного сечения наружной ветви

А_тр.2 = N_{b 2} γ_n /R_y γ_c φ=650·1/33·1·0,75=27 см²

Принимаем швеллер с h_w = 320мм, t_w = 8мм B_f = 75 мм t_f =10мм

А_{b 2} =32*0,8+7,5*1*2=40,6см²

Уточнение усилий в ветвях

Для уточнения нормальных сил в ветвях необходимо найти фактические значения z_o , y₁ , y₂

z_o =(h_w t_w ² /2+2b_f t_f (b_f /2+t_w ))/(h_w t_w +2b_f t_f ) z_o =1,9см

h_o =h-z_o =100-1,9=98,1cм;

y₁ =А_b2 h_o /(A_b1 +A_b2 )=45,7 см

y₂ =h_o -y₁ =98,1-45,7=52,4 см

Вычисление геометрических характеристик сечения наружной ветви

Момент инерции относительно осей y-yи x2- x2;

;

I_y =0,8·32³ /12+2·7,5·1(30-1,0)² /4=5338,3 см⁴

где B- расстояние между наружными гранями полок сварного швеллера

I_{x 2} = 0,8·32(3,7-0,4)² +2·1·7,5³ /12+2·1·7,5(3,75+0,8-3,7)² =360 см⁴

Радиусы инерции относительно оси Y-Yи Х₂ - Х₂

i_y =√(I_y /A_{b 2} )=11,5см

i_х =√(I_х2 /A_{b 2} )=2,98см

Проверка устойчивости ветвей из плоскости рамы

- Подкрановой ветви относительно оси y-y

где iy- радиус инерции двутаврого сечения, определяемый по табличным данным ( ось y-y- см.рис.20).

λ_{y 1} =723/11,5=63

- Проверка устойчивости подкрановой ветви:

где y-коэффициент продольного изгиба относительно оси y-y

σ=650/46,5=14<0,962*33*1/1=31,8

-Гибкость наружной ветви относительно оси y-y

где iy- радиус инерции швеллерного сечения.

λ_{y 2} =723/11,5=63

Расчет базы колонны.

Площадь опорной плиты подкрановой ветви:

где - расчетное сопротивление бетона смятию

(рекомендуется принижать бетон класса B12,5, для которого Rb=7,5МПа=0,75 кН/см²

А_{тр.р l} =650·1,0/1,2·0,75·1=722,2 см²

Больший размер опорной плиты в плане(рис. 25):

где B- высота двутаврого сечения ветви колонны;

c- свес плиты, принимаемый в пределах 40...60 мм.

B_pl =300+2·50=400мм

Меньший размер плиты:

L_{р l} = 72222/400=180,56мм

Принимаем конструктивно L_{р l} =220мм

Толщину плиты примем 20мм. Высоту траверс можем принять равной 500мм

Подбор фундаментных болтов

Суммарное усилие в фундаментных болтах (в кН):

N_а =(392-1300*0,457)/0,963=210кН

Общая требуемая площадь фундаментных болтов:

где Rba- расчетное сопротивление фундаментных болтов(Rba=185 МПа = 18,5 кН/см², если болты выполняются из стали марки ВСтЗкп2 ).

А_b =210*1,0/18,5*1,0=11,4 см²

Обычно принимают 4 болта, тогда площадь сечения одного болта нетто:

А_bl =11,4/4=2,85см²

По сортаменту принимаем 4 болта диаметром 20 мм. Глубина заделки=800мм

Рис. 1- База колонны

Схема к определении Na

Список используемой литературы

1.Васильев А.А. Металлические конструкции. –М.: Стройиздат,1979.

2.Сетков В.И., Сербин Е.П. Строительные конструкции: Расчет и проектирование. –М.: ИНФА-М, 2008.

3.Металлические конструкции в 3т. Т 1- Элементы конструкций/Горев В.В., Уваров Б.Ю., и др.-М.; Высшая школа.,2001.

4.Металлические конструкции в 3т. Т 2- Конструкции зданий/Горев В.В., Уваров Б.Ю., и др.-М.; Высшая школа.,2001.

5.Металлические конструкции. Под общ. ред. Л.Р. Маиляна. – Ростов н/Д:Феникс., 2005.

6.СниП 2.01.07-85*. Нагрузки и воздействия.- М.; Стройиздат,1998

7.СниП II-23-81* .Стальные конструкции.- М.; Стройиздат,1998

8.Справочник современного проектировщика. Под общ. ред. Л.Р. Маиляна. – Ростов н/Д:Феникс., 2005.

Проектирование сборных железобетонных элементов каркаса одноэтажного промышленного здания

Стальной каркас одноэтажного промышленного здания

Технология строительства промышленного здания с использованием железобетонных конструкций

Проектирование производственного здания с мостовыми кранами

Основы проектирования и конструирования

Металлический каркас одноэтажного производственного здания

Портальный кран «Кондор»

Расчет и конструирование несущих конструкций одноэтажного промышленного здания

Проектирование 16-ти этажного 2-х секционного жилого дома в Ейске

Одноэтажное промышленное здание с железобетонным каркасом

Металлические каркасные здания

Модернизация производства керамического кирпича

Стальной каркас одноэтажного промышленного здания