Военно-технический униниверситет

СТРОИТЕЛЬСТВА

ВОЕННО-ТЕХНИЧЕСКИЙ УНИНИВЕРСИТЕТ

Кафедра

«Строительных конструкций»

 

 

КУРСОВАЯ РАБОТА

по дисциплине

«Металлические конструкции, включая сварку»

 

по теме:

СТАЛЬНОЙ КАРКАС ПРОМЫШЛЕННОГО ЗДАНИЯ

Выполнил: студент группы Д-19

Усов Дмитрий Игоревич

Проверил: доцент кафедры

Манаев Олег Иванович

 

Балашиха 2012

Содержание:

I. ИСХОДНЫЕ ДАННЫЕ………………………………………………………………… 3

II.КОМПОНОВОЧНАЯ СХЕМА ПРОМЫШЛЕННОГО ЗДАНИЯ.......................... 3

2.1Элементы для проектирования каркаса…………………………………………….. 3

2.2Определение генеральных размеров каркаса………………………………………. 5

III. СБОР НАГРУЗОК……………………………………………………………………... 6

3.1. Постоянные нагрузки…………………………………………………………………. 6

3.2 Определение расчетной снеговой нагрузки………………………………………… 7

3.3. Определения ветровой нагрузки…………………………………………………….. 8

IV. РАСЧЕТ РАМЫ………………………………………………………………………. 9

4.1. Определение усилия в раме от постоянных нагрузок……………………………. 9

4.2. определение усилий от снеговой нагрузки…………………………………………. 9

4.3. Определения усилий от ветровой нагрузки………………………………………... 9

4.4. Определение расчетных сочетаний усилий………………………………………. 10

V. РАСЧЕТ И КОНСТРУИРОВАНИЕ КОЛОНН……………………………………. 10

5.1. Подбор сечения колон……………………………………………………………….. 10

5.2. Расчет базы колонны………………………………………………………………… 12

5.3. Проектирование оголовка колонны……………………………………………….. 14

VI. РАСЧЕТ СТРАПИЛЬНОЙ ФЕРМЫ………………………………………………. 15

6.1.Определение усилий в стержнях…………………………………………………….. 15

6.2. Подбор сечений стержней фермы…………………………………………………... 17

6.3. Расчет сварных швов………………………………………………………………… 20

VII. ПОДБОР СЕЧЕНИЯ ПРОГОНОВ…………………………………………………. 23

VIII. Литература…………………………………………………………………………… 24

IХ. Графическая часть……………………………………………………………………… 25

I. ИСХОДНЫЕ ДАННЫЕ

Пролет здания l=17м.

Длина здания L= 65м.

Высота здания Н₀=9,5м.

Сталь марки С275

Освещение искусственное.

Место возведения – г. Новосибирск.

II.КОМПОНОВОЧНАЯ СХЕМА ПРОМЫШЛЕННОГО ЗДАНИЯ.

Элементы для проектирования каркаса.

а) Ферма(ригель);

б) Колонна (двутавр);

в)Рама- должна иметь кинематическую неизменяемость и достаточную жесткость

в плоскости рамы

шаг рам в поперечном направлении от 6м или 42 м.

 

 

Из плоскости рамы

Шаг рам п продольном направлении 6м или 12м.

 

 

г) поперечные горизонтальные ветровые связи

устанавливаются в верхнем и нижнем поясе фермы; устанавливается в начале, в конце и посредине, вдоль конструкции.

 

 

д) вертикальные связи жесткости

устанавливается в средней части здания, вдоль здания между колонами (шаг колоны), в момент монтажа устанавливаются и по краям.

 

е) горизонтальные продольные связи

устанавливается в зданиях, оборудо-

ванных кранами, устанавливают по

нижним поясам фермы. (в данном

варианте курсового проекта конст-

рукция не имеет подкрановых путей).

ж) прогон над фермой

 

и) распорки – устанавливаются между связевыми блоками для удержания промежуточных ферм в проектном положении.

 

Определение генеральных размеров каркаса.

- уточняем пролет здания l=17/6=2.8, соответственно, примем l=3*6=18м кратно 6м;

- заглубление верха примем (конструктивно) b₀=400мм;

- полезную высоту здания от уровня пола до низа стропильной фермы назначается с кратностью 0,6 м и принимаем по расчету

Н₀=9500/600≈15,8=600*16=9600мм;

- определяем высоту колонны Н=Н₀+b₀=9600+400=10000мм;

- принимаем для расчета высоту сучения колонны из условия

h≈Н/25=10000/25=400мм;

-назначаем высоту фермы, так как пролет здания l=18м, то h_f=2550мм;

- уточняем длину здания при шаге колон L=65/6=10,8, соответственно, примем

L=11*6=66м;

- примем уклон кровли 1,5%;

- для однопролетного бескранового здания примем шаг поперечных рам в осях 1-12м;

 

 

III. СБОР НАГРУЗОК.

Постоянные нагрузки.

Исходные данные: шаг поперечной В=6м; коэффициент надежности по ветровой и снеговой нагрузке γ_f=1,4 (при расчете рам); коэффициент надежности γ_f для веса строительных конструкций(Приложение №1)[3]; нормативный вес снегового покрова на м² горизонтальной плоскости для г. Новосибирска s₀=1.5кПа(Приложения №3)[1]; нормативные значения ветровой нагрузки для г. Новосибирска w₀=3,8кПа (Приложения №3)[1];

 

Нагрузки от покрытия

Состав покрытия	Нормативная нагрузка рi, кПа	γf	Расчетная нагрузка γfipi, кПа
Защитный слой из гравия на битумной мастики, 10 мм	0,21	1,3	0,27
Гидроизоляция, 4 слоя рубероида	0,16	1,3	0,21
Утеплитель, минвата – 150мм, g=2 кН/м^3	0,30	1,3	0,39
Пароизоляция, 1 слой рубероида	0,04	1,05	0,11
Профнастил	~0.10	1.05	0.11
Прогоны	~0.10	1.05	0.11
Фермы, связи	~0.40	1.05	0.42
рn=∑ pi=1.31 кПа	p=∑gfipi=1.56 кПа

 

Определим погонную расчетную нагрузку на раму

q=Bp=6*1.56=9.36 кН/м

Определим осевое усилие на колонны от стен

Р=р_сВ(Н₀+h_f)=0.5*6*(9.6+2.55)=36.45

Нагрузка от стен

Состав стен	Нормативная нагрузка рi, кПа	γf	Расчетная нагрузка γfipi, кПа
Два профлиста НС44-1000-0,7	0,17	1.05	0.18
Утеплитель, минвата – 100мм, g=2 кН/м^3	0,20	1.3	0.26
Ригель	~0.06	1.05	0.06
	pc=∑ gfipi=0.5кПа

 

Определения ветровой нагрузки.

Расчетное давление ветровой нагрузки на у вертикальную стену будет равно:

- с наветренной стороны w= γ_fw₀kc=1.4*0.38*1*0.8=0.43 кПа;

- с заветренной стороны w’= γ_fw₀kc’=1.4*0.38*1*0.6=0,32кПа;

где к- коэффициент изменения давления по высоте и типу местности (по таблице 2) [3], к=1 при типе местности А

c – аэродинамический коэффициент, зависящий от конфигурации здания (по таблице 3)[3], с=0,8, с’=0.6.

w₀=0,38 кПа нормативное значение ветрового давления принимают по таблице 2 [3]

γ_f=1.4 коэффициент надежности по нагрузки табл. 1[3]

Определим ветровую нагрузку на раму по высоте Н₀ :

- с наветренной стороны q_w= γ_fw₀kcВ=1.4*0.38*1*0.8*6=2.5кН/м;

- с заветренной стороны q’_w= γ_fw₀kc’B=1.4*0.38*1*0.6*6=1.92кПа;

Определим нагрузку по высоте фермы h_f, где нагрузка воспринимается в виде сосредоточенной силы W, W’, приложенных в уровнях нижних поясов и будет ровна:

- с наветренной стороны W= γ_fw₀kcВ h_f =1.4*0.38*1*0.8*6*2,55=7,26 кН/м;

- с заветренной стороны W’= γ_fw₀kc’B h_f =1.4*0.38*1*0.8*6*2,55=4,32кПа;

IV. РАСЧЕТ РАМЫ.

Определения усилий от ветровой нагрузки.

- осевое усилие в колоннах от ветровой нагрузки будет равна: N_w=0;

- максимальный изгибающий момент в раме буде равен:

M_max=H²(5q_w+3q’_w)/16+H(W+W’)/2=10²(5*2.58+3*1.92)/16+10(7.26+4.32)/2=174.5кНм;

- максимальная поперечная сила в раме будет равна:

Q_max=H(13q_w+3q’_w)/16+(W+W’)/2=10(13*2.58+3*1.92)/16+(7.26+4.32)/2=30.4кН.

где Н=10м высота колонны(части 2.2);

q_w=2,58 и q’_w =1.92 расчетное давление ветровой нагрузки на стену с заветренной стороны и с заветренной стороны; W=7,26 и W’=4,32 вертикальная нагрузка по высоте с заветренной стороны и с заветренной стороны; (части 3.3.)

Подбор сечения колон.

Исходные данные: коэффициент условия работы γ_с=1; коэффициент надежности здания по назначению γ_n=0.95; высота по поперечного сечения колонны h=40см (часть 2.2); сталь марки С275 с сопротивлением по пределу текучести R_y=27кН/см²(Приложение 5) [1];высота колонны Н=1000см (часть 2.2); модуль упругости стали Е=2,06*10⁴ кН/см².

а) Определим требуемую площадь сечения колонны, из условия

A_req≥0.95N_max(4+2.5e/h)/ R_y=0.95*222.7(4+2.5*74.5/40)/27=71.3см²,

е- минимальный эксцентриситет силы е= М_max­/ N_max=15800/222,7=74,5.

Ближайший к требуемой площади является калибр 23К2 с площадью А=75,7см²; i_x=10.02см; i_y=6.04см(Приложение 6)[1]

Проведем проверку на устойчивость колонн по оси х-х

λ_х=µ_хН/i_x=2*1000/10,02=199,6>[120]

µ_х коэффициент зависящий от условия в плоскости рамы закрепления находится в соответствии с пунктом 6.10*. [4] формулы 69, µ_х=2

условие не выполняется примем, примем более мощный калибр.

40К1, где: А=175,8 см²; W_x=2664см³; i_x=17.26см; i_y=10см; h=39,3см; b=40см; t=1,65см.

Проверим устойчивость колонны в плоскости рамы

λ_х=µ_хН/i_x=2*1000/17,26=115,8<[120], условие выполняется.

Определяем ядровое расстояние ρ=W_x/A=2664/175.8=15.2см.

Определим относительный эксцентриситет m=e/ρ=74.5/15.2=4.9.

Определим условия гибкости _х= λ_х ;

Определяем коэффициент влияния формы сечения η при условии, что условная гибкость

0≤ _х=4,19≤5 и относительный эксцентриситет 0,1<m=4.9<5,

то η=(1,9-0,1m)-0.02(6-m) _х=(1.9-0.1*4.9)-0.02(6-4.9)4.19=1.3

Определим приведенный относительный эксцентриситет m_ef=mη=4.9*1.3=6.37

Определим коэффициент устойчивости φ_е=0,134 (Приложение 8)[1]

Проверим условие устойчивости колонны в плоскости рамы

σ=N_max/A< =222.7/175.8=1.33кН/м²<27*0,134*1/0,95=3,8Мпа, условие выполняется.

Выпод: устойчивость колонны в плоскости рамы обеспечена.

б) Проверим устойчивость колонны из плоскости рамы.

Определим гибкость стержня колонны в осях у-у при µ_y=1

λ_y=µ_yН/i_y=1*1000/10=100<[120], условие выполняется.

Коэффициент устойчивости при центрально-сжатых элементов φ=0,515 (Приложение 8) [1].

Определим коэффициент с, учитывающий влияние эксцентриситета из плоскости рамы

с=1/(1+0,7m)=1/(1+0.7*4.9)=0.226

σ= N_max/A< =222.7/175.8=1.33кН/cм²<27*1*0,226*0.515/0,95=3,3 кН/cм², условие выполняется.

Выпод: устойчивость колонны из плоскости рамы обеспечена.

Для колонны из прокатного двутавра проверка местной устойчивости не требуется.

Расчет базы колонны.

Исходные данные: расчетный максимальный момент в колонне М_max=158кНм и расчетная максимальная нагрузка на колонну N_max=222.8кН (часть 4.4.); принимаем для фундамента бетон марки В10, прочность бетона R_c=6 Мпа.

а) расчет опорной плиты.

Определим расчетное сопротивление бетона фундамента смятию

R_f=1.14 R_c=1.14*6=6.86МПа= 0,686кН/см²;

Определим ширину опорной плиты а=b_f+100=400+100=500мм,

где b=b_f=400мм – высота сечения колонны для выбранного профиля 40К1.

Определим длину опорной длины b из условия прочности бетона

b≥ .

b= =55,9см

Конструктивно длина опорной плиты не может быть меньше высоты сечения колонны

B=55.9см >h=40 условие выполняется. примем b=56см.

Определим консольный вылет плиты с, по формуле

с=(b-h)/2=(560-393)/2=8.3см, где h=393мм для выбранного сечения двутавра.

Определим нормальное напряжение в местах контакта опорной плиты с фундаментом

σ_f=N_max/ab±6M_max/ab=222.8/(50*56)+6*15800/(50*56²)=6.8 кН/cм².

Определим момент на участке 1, где плита работает как

консоль с вылетом с единичной ширины.

М₁= σ_f*1*с²/2=0,68*1*8.3²/2=22.9кНcм.

Определим момент на участке 2, где единичную полосу рассматри-

вают как балку пролетом 0,5b, отертую на две опоры

М₂= σ_f*1*0,5*b_f/32=0,68*1*20^2/32=8,5кНcм.

Определяем толщину плиты t (для расчета принимаем большее момент из определяемых на участках 1 и 2) по условию

t> =2.2см

Найдем толщину плиты уточняем по сортаменту для листов(Приложения 9)[1] t=2,2см.

б) расчет траверсы

Определяем усилия в швах крепления траверсы

N_t=N_max/4+M_max/2h=222,7/4+15800/(2*40)=253.2кН.

Назначаем катет шва к≈0,8*16,5=13,2мм, из конструктивных соображений примем к=6мм. где t- толщина полки для выбранного профиля колонны двутавра

Определяем требуемую высоту траверсы h_t(равную длине шва) из условия

h_t=l_wt=N_tγ_n/(β_fkR_wfγ_wfγ_c)<85kβ

5<253.2*0.95/(0.7*0,6*18*1*1)= 32см<85*0,7*0,6=35см

где R_wf=18 кН/см² расчетное сопротивление углового шва по материалу электрода(табл. 56)[4]; β_f=0,7 коэффициент для метала шва(табл. 34) [4]; γ_n=0,95; γwf=γc=1.

Примем l_wt=32+1=33см – с учетом кратеров в начале и конце шва

Вывод: условие выполняется, следовательно, высоту траверсы примем h_t=33 см.

в) расчет анкерных болтов.

Исходные данные: длинна опорной плиты b=560мм;ширина опорной плиты а=500; расчетная минимальная нагрузка для анкерных болтов Nmin=96.6кН(часть3.4.); расчетная максимальный изгибающий момент для анкерных болтов Mmin=174.5кН (часть3.4.); принятый класс прочности болта 4,6; расчетное сопротивление болта растяжению R_bt=160 Мпа (Приложение 13)[1],

Расставляем болты за приделами плиты, т.е. на расстояние:

d=b+100мм=560+100=660мм. (часть 5.2. а.)

Определим нормальные напряжения σ_max и σ_min, для расчета используем основное сочетание для анкерных болтов (часть 3,2,):

σ_max= Nmin/ab+6Mmin/ab²=96.6/(50*56)+6*17450/(50*56²)=0,7кН/см²

σ_min= Nmin/ab-6Mmin/ab²=96.6/(50*56)-6*17450/(50*56²)=-0.63кН/см²

знак минус указывает направление и в данном случаи не учитывается.

Определим расстояние е от оси колонны до ц.т. эпюры (часть 5.2. а.)

e=b/2 - σ_maxb/(3(σ_max+ σ_min))=56/2 – 0.7*56/(3(0.7+0.63))=18.2см.

Определим расстояние у от оси анкерного болта до ц.т. эпюры

y=d/2+e=66/2 + 18.2=48.2см.

Определим усилия Z от 2-х анкерных болтов

Z=(Mmin – Nminе)/у=(17450 – 96,6*18,2)/48,2=325,56кН.

Из условия прочности болта на растяжение

σ_b=Z/2A_netto≤ R_btγ_c/γ_n,

Определим требуемую площадь болта по резьбе

A_netto≥Z γ_n/(2 R_btγ_c)=325.56*0.95/(2*16*1)=9.67см²

А_brutto≈1.3* A_netto=9.67*1.3=12.57 см²

d=2

Выберем из стандартного ряда болт диаметром d=42мм. (Приложение 14)[1].

5.3. Проектирование оголовка колонны.

Исходные данные: для стали С275 расчетное сопротивление

материала смятию R_p=36кН/см² и расчетное сопротивление стали

по пределу текучести R_y=3736кН/см² (Приложение 5) [1];

пролет зданияl=18м (по заданию); расчетная снеговая нагрузка

q_s=12.6кН/м(часть 3.2.); расчетная постоянная нагрузка от покрытия

для рамыq= 6.36кН/м (часть 3.1.);γ_n=0.95;γ_wf= γ_c=1; R_wf=180МПа

расчетное сопротивление угловых швов срезу (условному) по

металлу шва (Приложение 5) [1]; β_f=0.7 коэффициент для расчета

углового шва соответственно по металлу шва (Приложение 5) [1].

Ширена ребра b_r назначается конструктивно, но не более b_f/2 выбранного сечения колонны 40К1. Принимаем b_r=20см.

Определим нагрузку на ребро

N_r=(q+q_s)*l/2=(9.36+12.6)*18/2=194.64кН.

Определим толщину ребра t_r по условию отсутствия смятию от реакции N_r ригеля

t_r≥ N_r γ_n/(2 b_r R_p γ_c)=194,64*0,95/(2*20*36*1)=0,12см, назначим t_r=11мм, из условия t_r=s стенки двутавра.

Определим длину ребра l_r по условию прочности угловых швов крепления ребра к стенке при к= 6мм (Приложение 11) [1]

l_r= N_r γ_n/(4 β_fк R_wf γ_wf γ_c)<85β_fк,

l_r=194.64*0.95/(4*0.7*0.6*18*1*1)= 6.1см<85*0.7*0.6=35.7см.

Проверяем прочность стенки на срез из условия

τ= N_r/(2 l_rt)≤R_s γ_c/ γ_n=194.64/(2*6.1*1.1)=9.7кН/см²<15.5*1/0.95=16.3кН/см²

Прочность стенки по касательным напряжениям обеспечена.

Вывод: условие прочности углового шва крепления ребра к стенке выполняется, следовательно принимаем длинны ребра (целое четное число в см, в большую сторону) l_r=8см.

Расчет сварных швов.

Исходные данные: принимаем полуавтоматическую сварку тогда по Приложению 12,10,5, соответственно, определяем сварочный коэффициент β_f=0.7, β_z=1; расчетное сопротивление сварочного шва R_wf=180 МПа, R_wz=160 Мпа; R_p=37кН/см² расчетное сопротивление смятию по торцевой поверхности; принимаем по заданию коэффициенты

γ_с=1, γ_n=0.95, γ_wf= γ_wz=1; катет шва определяем в соответствии с Приложением 11[1].

 

Геометрические размеры шва определяем по формуле:

- по обушку l₀=N₀ γ_n/(2βкR_wγ_wγ_c)+1см;

- по перу l₁=N₁ γ_n/(2βкR_wγ_wγ_c)+1см;

Для нахождения размеров швов составим таблицу(расчет l₀ и l₁ производим в программе excel).

Для равнополочных уголков принято принимать: по перу по обушку N₀=0,7N, по перу N₁=0,3N.

Для крепления неравнополочных уголков:

- узкой полкой N₀=0,75N; N₁=0,25N; - широкой полкой N₀=0,65N; N₁=0,35N

элемент	стержень	N,кН	Шов по обушку	Шов по перу
N0,кН	к, мм	l0, см	N1	к, мм	N1
Верхний пояс	О2	292,2	203,84			87,36
Нижний Пояс	U1	184,5	119,93			64,58
U2	318,6	207,09			111,51
Раскосы	D1	247,4	173,18			74,22
D2	138,8	97,16			41,64
D3	35,8	25,06			10,74
Стойка	V1	32,95	46,13			19,77
V2	65,9	26,04			6,51

 

Определение площади наклонных монтажного стыка на верхнем поясе из условия

А_н≥А_пояса=2bt=2*10*0,7=14см.,

где b=10см – ширина полки равнополочного уголка; t= 0.7cм – толщина полки равнополочного уголка(Приложение 15)[1].

Определим длину горизонтальных монтажных швов по условию равнопрочности верхнего пояса при катете шва к=6 мм

l≥A_нR_y/(4β_fkR_wfγ_w)+1=14*27/(4*0.7*0.6*18*1)+1=13.5см.

Принимаем толщину вертикальных накладок t=7 мм (по толщине полок уголков)

Определяем размеры вертикальных накладок верхнего монтажного узла при к=6 мм.

l₁≥(0.3O_maxγ_n)/(2 β_fkR_wfγ_wγ_c)+1см=(0,3*292,2*0,95)/(2*0,7*0,6*18*1*1)+1=7 см.

Определим площадь накладок нижнего монтажного узла

А=2l_D1t=2*6.3*0.7=8,82 см.

Определим длину горизонтальных монтажных швов по условию равнопрочности нижнего монтажного узла при к=6мм.

l≥AR_y/(4β_fkR_wfγ_w)+1=8,82*27/(4*0.7*0.6*18*1)+1=8,88см.

Определим размер вертикальных накладок нижнего монтажного узла при к=6мм.

l₁≥(0.3U_max +D₃ ) γ_n/(2β_fkR_wfγ_wγ_c)+1см= =(0,3*318.6+35.8*0.764)*0,95/(2*0,7*0,6*18*1*1)+1=8.72 см.

принимаем l₁=9 см.

Определим наименьшую требуемую площадь торца опорного фланца, по условию смятия от опорной реакции фермы

А_t≥R γ_n/R_p γ_c=27*0.95/(37*1)=164.75*0.95/(37*1)=4.2см²,

где R=0.5*n*F=0.5*5*65.9=164.75кН.

Конструктивно задаем опорное сечение фланца (не мене расчетного)

6см>4.2см.

Определим минимальную длину швов крепления опорной косынки к фланцу по условию

l≥Rγ_n/(2β_fkR_wfγ_wγ_c)+1см= 164.75*0,95/(2*0,7*0,6*18*1*1)+1=11.25 см,

принимаем (ближайшее четное число в см, в большую сторону)

l=12см.

Проверяем прочность сварного соединения фланца с опорной косынкой фермы

τ=R/(2β_fkl)≤ R_wfγ_wγ_c/γ_n=164.75/(2*0.7*0.6*12)=16.34<18*1*1/0.95=18.95

условие выполняется.

СТРОИТЕЛЬСТВА

ВОЕННО-ТЕХНИЧЕСКИЙ УНИНИВЕРСИТЕТ

Кафедра

«Строительных конструкций»

 

 

КУРСОВАЯ РАБОТА

по дисциплине

«Металлические конструкции, включая сварку»

 

по теме: