Проектирование опорных конструкций промышленного здания в г. Новосибирске

1. Технический проект

1.1 Исходные данные Место строительства г. Новосибирск Проектирование здания в соответствии со схемой № 1

Здание отапливаемое.

Пролеты здания L₁ = 24 м, L₂ = 24 м Мостовые краны грузоподъемностью Q = 80/20 т., с режимом работы 5К Отметка головки кранового рельса 12 м Длина здания 144 м Класс бетона фундамента В15

1.2 Компоновка плана промышленного здания Шаг колонн по средним и крайним пролетам примем 12 м Пролеты 24 м Колонны у торцов здания смещают на 500 мм внутрь.

Согласно табл. 42 температурный шов не устраивается при длине 144 м (температура самой холодной пятидневки t= - 44C с обеспеченностью 0,98)

1.3 Компоновка поперечного разреза Пролеты здания L₁ = 24 м, L₂ = 24 м Высота от пола до отметки головки подкранового рельса H₁ = 12 м Отметку уровня пола принимаем нулевой. Здание проектируем с плоской кровлей (уклон 1.5%) и внутренними водостоками.

Рис. 1 Сетка колонн Расстояние от головки кранового рельса до низа несущих конструкций покрытия.

H₂ = (H_к + 100) + f = (3700 + 100) + 400 = 4200 мм, где H_к + 100 — расстояние от головки кранового рельса до верхней точки тележки крана плюс зазор между верхней точкой тележки крана и строительной конструкцией Н_к = 3700 мм (по приложению 1 [4])

f — размер, учитывающий прогиб конструкции покрытия.

Высота цеха от уровня пола до низа стропильных ферм.

H₀ = H₁ + H₂ = 12 000 + 4200 = 16 200 мм.

Примем H₀ = 16 200 (кратно 1800), следовательно, оставляем H₁ = 12 000 мм

Размеры верхней части колонны.

H_в = h_б + h_р + H₂ = 1200 + 200 + 4200 = 5600 мм.

где h_б — высота подкрановой балки (1/10 пролета — 1,2м);

h_р — высота кранового рельса (200 мм).

Окончательно уточняем H_в после расчета подкрановой балки.

Размеры нижней части колонны.

H_н = H₀ — H_в + 1000 = 16 200 — 5600 + 1000 = 11 600 мм.

Где 1000 мм — заглубление опорной плиты башмака колонны ниже нулевой отметки пола.

Полная высота колонны рамы от низа базы до низа ригеля.

H = H_в + H_н = 5600 + 11 600 = 17 200 мм.

Высота фермы при пролетах 24 метра H_ф = 2250 мм.

На здании есть светоаэрационные фонари H_фн = 4500 мм.

Привязка горизонтальных размеров.

В₁ = 400 мм — по прил. 1 [4]

Привязка внешнего края наружной колонны к оси, а = 250 мм.

Высота сечения верхней части наружной колонны h_в^н = 500 мм (>Н_в/12=5600/12=467 мм),

средней — h_в^с = 700 мм.

Расстояние от оси подкрановой балки до оси колонны = 750 мм.

Высота сечения нижней части наружной колонны h_н^н = 1000 мм, средней — h_н^с = 1500 мм.

Пролет мостового крана

l_к = L — 2 = 24 000 — 2 * 750 = 22 500 мм.

Рис. 2 Схема поперечной рамы

1.3 Компоновка поперечного разреза

Постоянные нагрузки от массы всех ограждающих конструкций принимаются равномерно распределенными по длине ригеля.

Таблица 1

Все нагрузки подсчитывают с _n = 0.95 (коэффициент надежности по назначению) согласно стр. 34.

Равномерно распределенная нагрузка на ригель рамы:

q _n = _nqb_ф / cos = 0.951.58 212/1 = 18.04 кН/м;

где b_ф — шаг стропильных ферм.

Опорная реакция ригеля рамы:

F^п_R = q_nl /2 = 18.0424/2 = 217 кН.

Расчетный вес колонны (согласно табл. 12.1 [4]):

Крайней: Верхняя часть колонны (20% веса):

G_в = 0.951.050.20.41 212 = 12 кН.

Нижняя часть колонны (80% веса):

G_н = 0.951.050.80.41 215 = 46 кН.

Средней: Верхняя часть колонны (20% веса):

G_вс = 0.951.050.20.41 224 = 23 кН.

Нижняя часть колонны (80% веса):

G_нс = 0.951.050.80.41 224 = 92 кН.

Поверхностная масса стен 200 кг/м², переплетов с остеклением 35 кг/м².

В верхней части колонны (включая вес этой части колонны):

F₁ = _n(1.22(3 + 3.65)12 + 1.10.351.212) + 12 = 199 кН (_n = 0.95)

В нижней части колонны (включая вес этой части колонны):

F₂ = 0.95(1.22(3 + 2.6)12 + 1.10.35 612) + 46 =226 кН

Рис. 3 Постоянные нагрузки на раму

Снеговая нагрузка

Нормативная снеговая нагрузка S₀ = 1.5 кН/м².

При q^н/S₀ = 1.34/1.5 = 0.89 > 0.8 коэффициент надежности по нагрузке _f = 1.45 (п. 5.7 [1]).

Линейная распределенная нагрузка от снега на ригель рамы:

q_сн = _nfS₀b_ф = 0.951.4511.512 = 24 кН/м.

Опорная реакция ригеля:

F^с_R = 2430/2 = 360 кН

Рис. 4 Снеговая нагрузка

Вертикальные усилия от мостовых кранов.

База крана K = 4350 мм и расстояние между колесами двух кранов B₂ — K — 2800 = 3150 мм, а также нормативное усилие колеса F_{к1 max} = 350 кН, F_{к2 max} = 370 кН

Рис. 5 К определению нагрузки от мостовых кранов

Расчетное усилие:

D_max = _n(_fn_c F_{к max}y + _fG^н_n + _fq^н_nb_тb) =

0.95(1.10.85(3703.34+3501.62) + 1.0543.2 + 1.21.51.512) =

0.95(1686+45+33) = 1675 кН

где _f = 1.1 — коэффициент надежности по нагрузке для крановых нагрузок (п. 4.8 [1]);

n_c = 0.85 — коэффициент сочетаний (с. 288 [4]);

y — ордината линии влияния;

G^н_n = 0.31 212 = 43.2 кН — нормативный вес подкрановой балки (согласно табл. 12.1 [4]);

q^н_n = 1.5 кН/м² — полезная нормативная нагрузка на тормозной площадке;

b_т — ширина тормозной площадки;

b — шаг колонн.

F_k = (9.8Q + Q_k)/n₀ — F_k,max = (9.880 + 1100)/4 — 370 = 101 кН;

D_min = 0.95(1 686 101/370+45+33) = 511 кН;

где n₀ = 4 — число колес с одной стороны крана;

Q_k = 1100 — масса крана с тележкой;

Q = 80 — грузоподъемность крана

Сосредоточенные моменты от вертикальных усилий:

M_max = e_kD_max = 0.51 675 = 838 кНм;

M_min = e_kD_min = 0.5511 = 256 кНм;

e_k = 0.5h_н = 0.51 = 0.5 м — расстояние от оси подкрановой балки до оси, проходящей через центр тяжести нижней части колонны.

Горизонтальная сила от мостовых кранов.

Передаваемая одним колесом:

T^н_k = 0.05(9.8Q + G_т)/n₀ = 0.05(9.880 + 380)/4 =14.55 кН;

G_т = 380 — вес тележки, кН.

T = _nfn_c T^н_ky = 0.951.10.8514.55(3.34+1.62) = 70 кН

Рис. 6 Нагрузки от мостовых кранов

Ветровая нагрузка

Нормативный скоростной напор ветра W₀ = 0.45 кПа (III ветровой район).

Тип местности — Б.

Коэффициенты k для высот:

10 м — 0.65;

20 м — 0.9;

30 м — 1.05

Расчетная линейная ветровая нагрузка:

q_b = _nfW₀RcB = 0.951.20.450.812k = 4.92k.

Линейная распределенная нагрузка при высоте:

до 10 м — 4.920.65 = 3.20 кН/м;

20 м — 4.920.9 = 4.41 кН/м;

30 м — 4.921.05 = 5.17 кН/м.

q₁ = 4.71 кН/м (значение распределенной нагрузки на уровне верха фонаря).

q₂ = 4.07 кН/м (значение распределенной нагрузки на уровне низа фермы).

Рис. 7. К определению ветровой нагрузки

Сосредоточенные силы от ветровой нагрузки:

F_в = (q₁ + q₂)h/2 = (4.71 + 4.07)6.75/2 = 29.63 кН;

F_в = F_в0.6/0.8 = 29.630.6/0.8 = 22.22 кН.

Эквивалентные линейные нагрузки:

q_э = q_b10 = 3.201.07 = 3.42 кН/м;

q_э = q_b100.6/0.8 = 3.420.6/0.8 = 2.57 кН/м.

1.3.1 Подготовка исходных данных для статического расчета рамы.

Назначение жесткостей элементов рамы.

Зададимся соотношением моментов инерции элементов рамы:

J₂ = 1; J₁/ J₂ = 8; J₃/ J₂ = 2; J₄/ J₂ = 25;

Рис. 8. Ветровые нагрузки.

где J₁ — момент инерции сечения нижней части крайней колонны;

J₂ — момент инерции сечения верхней части крайней колонны;

J₃ — момент инерции сечения верхней части центральной колонны;

J₄ — момент инерции сечения нижней части центральной колонны;

Вычисление моментов, действующих на раму.

M₀ = F^п_R0.2 = 2170.2 = 43 кН/м;

M₁ = F^п_Re + F₁е = 2170.05 + 1990.25 = 61 кН/м;

M₂ = F^с_R0.2 = 2880.2 = 58 кН/м;

M₃ = F^с_Re = 2880.25 = 72 кН/м;

где 0.2 — эксцентриситет опорной реакции фермы на крайней колонне относительно оси верхней части колонны.

e = 0.05 м — расстояние от линии приложения опорной реакции фермы на крайней колонне до центра тяжести сечения нижней части крайней колонны.

e = 0.25 м — расстояние между центрами тяжести сечений верхней и нижней частей крайней колонны.

Сводная таблица исходных данных для статического расчета рамы.

Таблица 2

1.3.2 Статический расчет рамы

Статический расчет поперечной рамы выполняется по исходным данным, представленным в таблице 2, с помощью программного комплекса «RAMA».

Рис. 9 Схема колонны с положением расчетных сечений

Результаты расчета сведены в таблицу 3.

Расчетные усилия в левой колонне левого пролета от каждой из действующих нагрузок.

Таблица 3

2. Проектирование внецентренно сжатой колонны Таблица 4

Таблица расчетных усилий

конструкция здание компоновка колонна

2.1 Расчет внецентренно сжатой колонны Исходные данные.

Расчетные усилия.

Надкрановая часть колонны:

Подкрановая часть колонны:

Материал конструкции.

Материал колонны — сталь марки С345 с нормативным сопротивлением — для листов толщиной от 10 до 20 мм Жесткости

Соотношение жесткостей верхней и нижней частей колонны:

J_в/ J_н = 1/8 = 0.125

Расчетные длины колонны.

Т.к. < 0.6 и N_н/ N_в = 2409/704 = 3.42 > 3, то

=3 (по табл. 14.1 [4])

Расчетные длины в плоскости рамы:

Расчетные длины из плоскости рамы:

Подбор сечения верхней части колонны

Сечение верхней части колонны принимаем в виде сварного двутавра высотой h_в = 500 мм.

Требуемая площадь сечения

Требуемую площадь сечения определяем из формулы расчета внецентренно сжатых элементов на устойчивость в плоскости действия момента:

Где:

— коэффициент условия работы

— коэффициент для проверки устойчивости, в плоскости действия момента.

Т.о. по приложению 8 [4], .

Компоновка сечения Высота стенки h_ст = h_в — 2t_п = 500 — 214 = 472 мм (предварительно принимаем толщину полок t_п = 14 мм) Из условия местной устойчивости:

Принимаем t_ст = 8 мм.

Требуемая площадь полки:

Из условия устойчивости верхней части колонны из плоскости действия момента ширина полки:

b_п l_вy/20 = 4400/20 = 220 мм Из условия местной устойчивости полки:

Принимаем b_п = 280 мм, t_п = 14 мм.

А_п = 281.4 = 39.2 см² > А_{п, тр} = 37.1 см²;

b_п = 280 > l_вy/20 = 4400/20 = 220 мм;

Геометрические характеристики сечения.

Полная площадь сечения:

А₀ = 2281.4 + 0.847.2 = 116.2 см².

Расчетная площадь сечения (с учетом только устойчивой части стенки):

Моменты инерции:

Момент сопротивления:

Радиусы инерции и гибкости:

Проверка устойчивости верхней части колонны в плоскости действия момента.

А_п/А_ст = 281.4/(0.847.2) = 1.04,

тогда согласно табл. 73 [2]

— приведенный относительный эксцентриситет По табл. 74 [2], .

тогда фактическое напряжение в сечении равно:

Проверка устойчивости верхней части колонны из плоскости действия момента.

Расчетная формула имеет вид:

По прил. 7 [4], .

Определяем значение, которое зависит от значения относительного эксцентриситета, который определяется следующим образом.

Для определения за расчетный момент принимают максимальный момент в пределах средней трети расчетной длины стержня, т. е. в данном случае высоты верхней части колонны, но не менее половины наибольшего момента в пределах верхней части колонны.

Тогда:

при m_x 5 согласно п.п. 5.31 [2]

=1

=0,65 + 0,05m_x = 0.65 + 0.053.9 = 0.85

Рис. 10. Сечение надкрановой части колонны

2.2 Подбор сечения нижней части колонны Сечение нижней части колонны сквозное, состоящее из двух ветвей, соединенных решеткой. Высота сечения h_н = 1000 мм. подкрановую ветвь колонны принимаем из широкополочного двутавра, наружную — из гнутого швеллера.

Ориентировочное положение центра тяжести.

z₀ = 50 мм.

h₀ = h — z₀ = 1000 — 50 = 950 мм.

Усилия в ветвях колонны:

Требуемая площадь ветвей колонны:

для подкрановой ветви:

(задаемся = 0.7; R = 31,5 МПа — сталь С345, фасонный прокат).

Принимаем двутавр 40К1 (А = 173 см², J_x1 = 17 290 cм⁴, i _x1 = 10 cм, i _y = 17.3 cм).

для наружной ветви: (задаемся = 0.6; R = 31.5 кН/см² — сталь С345, листовой прокат толщиной до 20 мм).

Для удобства прикрепления элементов решетки просвет между внутренними гранями полок принимаем таким же, как в подкрановой ветви (360 мм). Толщину стенки швеллера принимаем равной 14 мм, высота стенки из условия размещения сварных швов h_cт = 360 + 14 + 14 = 390 мм.

Требуемая площадь полок:

А_п = (А_в2 — t_стh_ст)/2 = (58.4 — 1.438.8)/2 = 4.1 см².

Из условия местной устойчивости полки швелера:

Принимаем b_п = 140 мм, t _п = 14 мм, А_п = 1960 мм² = 19.6 см².

Рис. 11. Сечение подкрановой части колонны Геометрические характеристики ветви:

А_в2 = 219.6 + 1.439 = 93.5 см²;

z₀ = (1.4390.7 + 219.6(14/2 + 1.4))/93.5 = 4 см.

I_x2 = 1.4393.3² + 21.414³/12 + 19.624.4² = 1994 cм⁴;

I_y = 1.439³/12 + 2141.4³/12 + 19.6218.8² = 20 782 cм⁴;

Уточняем положение центра тяжести сечения колонны:

h₀ = h — z₀ = 1000 — 40 = 960 мм.

Уточняем усилия в ветвях колонны:

Проверка устойчивости ветвей колонны из плоскости действия момента.

Подкрановая ветвь:

Наружная ветвь:

Из условия равноустойчивости подкрановой ветви в плоскости и из плоскости рамы определяем требуемое расстояние между узлами решетки:

Принимаем l_в1 = 210 см, разделив нижнюю часть колонны на целое число панелей.

Проверяем устойчивость ветвей в плоскости рамы (относительно осей x₁-x₁ и x₂-x₂):

Для подкрановой ветви:

Для наружной ветви:

Расчет решетки подкрановой части колонны Поперечная сила в сечении колонны Q_max = 140 кН. Расчетная сила кроме этого приближенно не должна быть меньше 0.2A т. е.

где A = 266 см² — площадь сечения колонны.

Усилие в раскосе, считая равномерную передачу сил на две плоскости, найдем по формуле:

Где: — угол наклона раскоса, sin = h_h/l_p = 100/100² + (210/2)²

Зададимся _р = 100, = 0.46

Требуемая площадь раскоса:

= 0.75 — сжатый уголок, прикрепленный одной полкой.

Принимаем уголок 75×9. A_p = 12.83 см², z₀ = 2.18 cм, i_min = 1.46 см.

Длина раскоса:

Гибкость:

Напряжение в раскосе:

Проверка устойчивости колонны в плоскости действия момента как единого стержня.

Геометрические характеристики всего сечения:

А = А_в1 + А_в2 = 173 +93.5 = 266.5 см²;

J_x = А_в1(y₁)² + А_в2(y₂)² = 173(33.7)² + 93.5(62.3)² = 559 375 см⁴;

Где: при

A_p1 =2A_p = 212.83 = 25.66 см²,-площадь сечения раскосов по двум граням сечения колонны.

Для комбинации усилий, догружающих наружную ветвь:

_вн = 0.55;

Для комбинации усилий, догружающих подкрановую ветвь:

_вн = 0.48;

Устойчивость сквозной колонны как единого стержня из плоскости действия момента проверять нет необходимости, так как она обеспечена проверкой устойчивости отдельных стержней.

2.3 Расчет и конструирование узла сопряжения верхней и нижней частей колонны Расчетные комбинации усилий в сечении над уступом:

1) (загружение 1,2,5)

2) (загружение 1,3,4)

Давление кранов:

D_max = 1675 кН.

Прочность стыкового шва (Ш1) проверяем по нормальным напряжениям в крайних точках сечения надкрановой части. Площадь шва равна площади сечения колонны.

1-я комбинация M и N:

наружная полка:

внутренняя полка:

2-я комбинация M и N:

наружная полка:

внутренняя полка:

Толщину стенки траверсы определяем из условия смятия:

t_тр D_max/l_смR_{см, т} = 1675/(4945) = 0.76 cм;

l_см = b_оп + 2t_пл = 45 + 22 = 49 см, (принимаем t_пл = 2 см, b_оп = 45 см)

R_{см, т} = 450 МПа.

Принимаем t_тр = 1 см.

Усилие во внутренней полке верхней части колонны:

N_п = N/2 + M/h_в = 416/2 + 50 400/50 = 1216 кН.

Длина шва крепления вертикального ребра траверсы к стенке траверсы:

Применяем полуавтоматическую сварку проволокой марки Св-08А, d = 1.4…2 мм, _ш = 0.9,

_с = 1.05. назначаем k_ш = 6 мм, _y^cв = 1, R_y^cв = 165 МПа.

Составляем комбинацию усилий, дающую наибольшую опорную реакцию траверсы. Такой комбинацией будет сочетание.

F = Nh_в/2h_н — M/h_н + 0.9D_max = 67 250/2100 — (-1630)/100 + 0.91 675 =

1692 кН.

Высота траверсы:

где t_ст.в = 1.08 — толщина стенки швеллера 40К

R_ср = 0.58R_у = 18.3 кН/см² — расчетное сопротивление срезу Принимаем высоту траверсы 70 см, толщину стенки — t_тр = 1.2 см Нижний пояс траверсы принимаем конструктивно 360×10 мм, верхние горизонтальные ребра — из двух листов 180×10 мм.

Геометрические характеристики траверсы:

Центр тяжести:

Момент инерции:

y_вт = h_тр — y_н = 70 — 29 = 41 см Максимальный изгибающий момент в траверсе:

M = (Nh_в/2h_н — M/h_н)(h_н — h_в) = (67 250/2100 — (-16 300)/100)50 = 16 550

кНсм.

Напряжение в траверсе:

Q_max = Nh_в/2h_н — M/h_н + k0.9D_max/2 = 67 250/2100 — (-18 800)/100 +

1.20.91 675/2 = 1303 кН.

k = 1.2 — коэффициент, учитывающий неравномерную передачу усилия D_max.

2.4 Расчет и конструирование базы колонны Проектируем базу раздельного типа.

Расчетные комбинации усилий в нижнем сечении колонны:

1)

2)

Уточняем усилия в ветвях колонны: База наружной ветви Требуемая площадь плиты:

По конструктивным соображениям свес плиты с₂ должен быть не менее 4 см. Тогда По конструктивным соображениям принимаем В = 50 см, L_пл.тр = 30 см. Следовательно фактическая площадь больше требуемой.

Среднее напряжение в бетоне под плитой:

Расстояние между траверсами в свету:

2(b_п + t_ст — z₀) = 2(14 + 1.4 — 3) = 22.8 cм.

При толщине траверсы 12 мм с₁ = (30 — 22.8 — 21.2)/2 = 2.4 cм.

Изгибающие моменты на отдельных участках плиты:

Участок 1(консольный свес с = с₁ = 2.4 см):

Участок 2(консольный свес с = с₂ =5.5 см):

Участок 3(плита, оперетая на 4 стороны;

b/a = 360/140 = 2.6 > 2, = 0.125):

Участок 4(плита, оперетая на 4 стороны;

b/a = 360/74 =4.9 > 2, = 0.125):

Для расчета принимаем М₃ = 17.4 кНсм.

Требуемая площадь плиты:

R = 315 МПа для стали C345 толщиной до 20 мм.

Принимаем t_пл = 20 мм (2 мм — припуск на фрезеровку).

Высоту траверсы определяем из условий 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, k_ш = 8 мм.

Требуемая длина шва:

Принимаем h_тр = 20 см.

2.4 Расчет анкерных болтов

Требуемое расчетное усилие в болтах:

Где:

М, N — момент и нормальные силы, действующие в уровне верхнего обреза фундамента, определяемые при выборе наихудшего случая загружения.

а = 75 см — расстояние от оси колонны до середины опорной плиты подкрановой ветви;

— расстояние между осями анкерных болтов;

Расчетное усилие в одном болте:

По табл 11 находим ближайший диаметр 36 мм. Длина заделки анкера в бетон 1300 мм.

Оголовок колонны Давление со стропильной фермы N = 505 кН. Торец плиты оголовка назначаем 20 мм.

С плиты оголовка давление фермы передается на вертикальные ребра колонны через их фрезерованные торцы.

Конструктивно принимаем сечение ребра 80×12 мм назначение толщины швов 8 мм, соединяющих опорные ребра со стенкой колонны.

Принимаем l_р = 20 см Остальные швы принимаем конструктивно