Стальной каркас промышленного здания

18 [6]. Имеем при до 0,1 = 3,0; = 3,0.Расчетная длина верхней части колонны в плоскости рамы: = 3,0*4,02 = 12,06 м. Для нижней части колонны имеем: = 3,0*12,38 = 37,14 м. Расчетные длины верхней и нижней частей колонны из плоскости рамы определим в соответствии сРис.6, задавшись конструктивной схемой связей по колоннам.Рис.

6. Связи по колоннам

В высоких зданиях для уменьшения расчетной длины целесообразно устанавливать распорки по всему ряду колонн. Тогда: = 12,38/2 = 6,19 м; = 4,02−0,7 = 3,32 м.

4.2. Подбор сечения верхней части колонны

Верхнюю часть колонны рассчитывают на устойчивость при внецентренном сжатии и проектируют из прокатногодвутавра, материал — сталь С255. Требуемая площадь поперечного сечения двутавра, где — продольное усилие, приложенное с эксцентриситетом; - коэффициент устойчивости, принимаемый по табл. 74 [6] в зависимостиотусловнойгибкостистержня:

и приведенного относительного эксцентриситета, где — момент сопротивления сечения для наиболее сжатого волокна; - коэффициент влияния формы сечения (табл. 73 [6]); - эксцентриситет, — ядровое расстояние. Для симметричного прокатного двутавра имеем следующие приближенные зависимости: = 0,19 м; = 0,16; 1,25,где — высота сечения верхней части колонны, = 0,45 м, тогда = 12,06/0,19*(240/2,06E+05)0,5 = 2,18; = 1,25*84,4/235,4/0,16 = 2,8; Коэффициент устойчивости = 0,319. Тогда требуемая площадь двутавра: = 242,4/0,319/24/0,95 = 32,37 см². Так же определим требуемые радиусы инерции сечения, исходя из условия, что предельная гибкость стержня равна = 120 (табл. 19 [6], считая, что = 1): = 1206/120 = 10,05 см; = 332/120 = 2,77 см. С учетом = 0,45 м по сортаменту принимаем двутавр45Б1по ГОСТ 26 020–83. Его характеристики: = 443 мм; = 76,2 см²; = 24 940 см4; = 1125,8 см³; = 18,09 см; = 1074 см4; = 3,75 см; = 180 мм; = 11,0 мм; = 7,8 мм. Последовательно вычисляем: = 180*11,0/(443−2*11,0)/7,8 = 0,60; = 84,4/235,4 = 0,36; = 36*76,2/1125,8 = 2,43; = 12,06/18,09*(240/2,06E+05)0,5 = 2,28;1,25; = 1,25*2,43 = 3,03; = 0,299.Проверяем устойчивость верхней части колонны в плоскости действия момента: = 242,4/0,299/76,2 = 10,33 кН/см2 = 24*0,95 = 22,80 кН/см2.Устойчивость стержня обеспечена. Предельная гибкость: = 180−60*0,45 = 153, = 242,4/0,299/76,2/24/0,95 = 0,45.Фактическая гибкость = 1206/18,09 = 66,7 < = 153.

4.3. Подбор сечения нижней части колонны

Рис. 7. Сечение нижней части колонны

Нижнюю часть колонны проектируют сквозной, симметричного строения, состоящей из двух прокатных двутавров, соединенных друг с другом решеткой из прокатных равнополочных уголков. Оси сечения повернуты на 90о по отношению к осям, принятым в сортаменте, что нашло свое отражение в расчетах. Определяем усилия в ветвях по формуле:

шатроваяветвь: = -354,1-/2±569,9- = 747,0кН.подкрановаяветвь: = -857,3-/2±470,1-/1,00 = 898,8кН;Отдельные ветви работают на центральное сжатие, их рассчитывают на устойчивость. Поскольку обе ветви по проекту имеют одинаковое сечение, их требуемую площадь определим по максимальному усилию. Предварительно принимаем коэффициент продольного изгиба = 0,5.Тогда требуемая площадь: = 898,8/0,5/24/0,95 = 78,84 см². Требуемый радиус инерции сечения относительно оси Y (из плоскости рамы): = 619/120 = 5,16 см. По сортаменту принимаем двутавр30Ш3 по ГОСТ 26 020–83 с характеристиками: = 299 мм; = 87,00 см²; = 14 040 см4; = 939,0 см³; = 12,70 см; = 2004,0 см4; = 4,80 см; = 200 мм; = 15,0 мм; = 9,0 мм. Проверяем устойчивость ветви из плоскости рамы: = 619/12,70 = 48,7; = 0,857; = 898,8/0,857/87,00 = 12,05 кН/см2 < = 24*0,95 = 22,80 кН/см2.Из условия равноустойчивости ветви в плоскости и из плоскости рамы определяем максимальное расстояние между узлами решетки (Рис.6): = 48,7*4,80 = 234 см. Принимаем = 176,9 см, разделив нижнюю часть колонны на целое (7) число панелей и расположив раскосы решетки по отношению к ветви под углом около 45о. Проверяем устойчивость ветвей в плоскости рамы: = 176,9/4,80 = 36,8; = 0,906; = 898,8/0,906/87,00 = 11,40 кН/см2 < = 24*0,95 = 22,80 кН/см2.Устойчивость ветвей колонны обеспечена, однако сечение недогружено почти на 50%. Принимаем по сортаменту двутавр26Ш1 по ГОСТ 26 020–83 с характеристиками: = 251 мм; = 54,37 см²; = 6225 см4; = 496,0 см³; = 10,70 см; = 974,0 см4; = 4,23 см; = 180 мм; = 10,0 мм; = 7,0 мм, и выполняем проверку устойчивости:

изплоскостирамы: = 619/10,70 = 57,9; = 0,815; = 898,8/0,815/54,37 = 20,28кН/см2< = 24*0,95 = 22,80кН/см2.

в плоскостирамы: = 176,9/4,23 = 41,8; = 0,886; = 898,8/0,886/54,37 = 18,66кН/см2 < = 24*0,95 = 22,80кН/см2.Окончательнопринимаемдвутавр26Ш1.Выполняем расчет соединительной решетки подкрановой части колонны Для этого необходимо выбрать максимальную из фактически действующей и условной поперечных сил. Фактическая поперечная сила была определена при выполнении статического расчета поперечной рамы — = 53,8кН. Условную поперечную силу находим по формуле (23) [6]: = = 7,15*10−6*(2330−2,06E+05/240)* 898,8/0,886 = 10,67кН.Сравнивая и для расчетов выбираем большее значение53,8кН.Раскосы решетки расположены под углом к ветви; = 1,00/1,76 857 143 = 0,57; = 29,5о.Усилие сжатия в раскосе: = 53,8/2/sin29,5 = 54,7кН.Задаемся = 0,6. Требуемая площадь раскоса решетки: = 54,7/0,6/24/0,75 = 5,06 см², где = 0,75 (табл. 6 [6]).Принимаем уголок 75×7 с = 10,15 см²; минимальным радиусом инерции = 1,49 см. Длина раскоса = 176,9/cos29,5 = 203,2 см; гибкость = 203,2/1,49 = 136; коэффициент продольного изгиба = 0,333; напряжения в раскосе: = 54,7/0,333/10,15 = 16,17 кН/см2 < = 24*0,75 = 18 кН/см2.Проверяем устойчивость нижней части колонны как единого стержня в плоскости действия момента. Для этого определяем геометрические характеристики всего сечения: = 2*54,37 = 108,74 см²; = 2*[974,0+108,74*(100/2)2] = 273 798 см4; = (273 798/108,74)0,5 = 50,18 см. Гибкость стержня = 3714/50,18 = 74,02; приведенная гибкость составного элемента с соединением ветвей на решетке (табл. 7 [6]): = (74,022+47,4*108,74/20,30)0,5 = 75,7,где = 2*10,15 = 20,30 см²; - коэффициент, определяемый по формуле (п. 5.6 [6]): = 10*203,23/1002/176,9 = 47,4.Условная приведенная гибкость: = 75,7*(240/2,06E+05)0,5 = 2,6.Для комбинации усилий, догружающих подкрановую ветвь: = 470,1*108,74*10−4/857,3/(273 798*10−8)*1,00/2 = 1,09; = 0,456 (табл. 75 [6]); = 857,3/0,456/108,74 = 17,29 кН/см2 < = 24*0,95 = 22,80 кН/см2.Устойчивость колонны как единого стержня проверять не нужно — она обеспечена проверкой устойчивости отдельных ветвей.

4.4. Расчет базы колонны

База является опорной частью колонны и предназначена для передачи усилий от колонны на фундамент. В ее состав входят: опорная плита, траверсы, ребра, анкерные болты, а также устройства для их крепления (столики, анкерные плиты, и т. д.). Конструктивное решение базы зависит от типа колонны и способа ее сопряжения с фундаментом (шарнирное или жесткое).

Существует два типа баз — общая и раздельная. В условиях курсового проекта принята раздельная база. Для расчета базы выбираем неблагоприятные комбинации усилий в сечении «А» колонны. Для шатровой ветви: = 569,9 кН*м; = 354,1 кН; = 747,0кН.Для подкрановой ветви: = 470,1 кН*м; = 857,3 кН; = 898,8кН.В курсовом проекте допускается проектировать базу только для одной ветви с большим усилием. Другая база принимается конструктивно, в соответствии с расчетной. В связи с тем, что наибольшее усилие возникает в подкрановой ветви, выполняем ее расчет. Требуемая площадь опорной плиты, где , — призменная прочность бетона.

Выборка из [6] приведена в табл. 9. — коэффициент увеличения дов зависимости от соотношения площади верхнего обреза фундамента и рабочей площади опорной плиты:. Принимаем = 1,2; = 1,2*0,55 = 0,66 кН/см2,898,8/0,66 = 1361,74 см². Таблица 9. Призменнаяпрочностьбетона

КлассбетонаВ7,5В10В12,5В15В20В25В30В35Rb, Мпа/ кгс/см25,57,59,511,015,018,522,025,556,176,596,9 112 153 189 224 260

При назначении размеров опорной плиты следует учитывать следующие требования:

а) центры тяжести ветви и опорной плиты должны совпадать;

б) свесы плиты должны быть не менее 40 мм;в) толщину траверсы принимают 10−24 мм. Исходя из этих требований, назначаем размеры плиты: 360×280мм, а толщину траверсы — 10 мм (Рис.8).Рис.

8. База ветви колонны. Среднее фактическое напряжение под опорной плитой: = 898,8/(36*28) = 0,89 кН/см2.Определяем изгибающие моменты на отдельных участках плиты (с. 200−202 [1]). Номера участков по рис. 11. Участок 1. Консольный свес, = 4,0 см: = 0,89*4,02/2 = 7,13 кН*см.Участок 2. Плита, опертая по трем сторонам, где — меньшая сторона плиты;

так как = 18,0/5,45 = 3,3 >2, то рассчитываем этот участок как консольный: = 0,89*5,452/2 = 13,24 кН*см.Участок 3. Плита, опертая по четырем сторонам, так как = 23,1/8,65 = 2,7 >2, то момент находим как в однопролетной балке пролетом = 8,65 см: = 0,89*8,652/8 = 8,34 кН*см.Требуемую толщину плиты определяем по наибольшему моменту = 8,34 кН*см, как для балки сечением: = (6*8,34/1/24/1,2)0,5 = 1,66 см, где = 24 кН/см2 (сталь 255, табл. 51* [6]), = 1,2 (табл. 6* [6]).По сортаменту [7] листовой горячекатаной стали С255 ГОСТ 82–70* с учетом припуска на фрезеровку — 2 мм — принимаем = 20 мм. Высоту траверсы определим из условия размещения сварного шва прикрепления траверсы к ветви колонны. В запас прочности считаем, что все усилия в ветви передаются через 4 угловых шва. Сварка — полуавтоматическая, проволокой марки, = 1,4…2 мм. Принимаем = 8 мм. Требуемую длину шва определяем из условия прочности по металлу шва., где = 0,9; = 18 кН/см2; = 1,0; = 1,0;898,8/4/0,8/0,9/18/1,0/1,0+1 = 18,34 см. Расчетная длина флангового шва должна удовлетворять условию:

18,34 < = 85*0,9*0,8 = 61,2 см (п. 12.8 [6]).Принимаем = 19 см. В запас прочности проверяем траверсу как однопролетную балку, шарнирно опирающуюся на полки ветви колонны. Равномерно распределенная нагрузка на траверсу (рис. 11): = 0,89*9,33 = 8,31 кН/см, где = 4,0+8,65/2+1 = 9,33 см. Момент в середине пролета: = 8,31*23,102/8 = 621,99 кН*см, где = 23,10 см — пролет траверсы. Поперечная сила на опоре: = 8,31*23,10/2 = 96,03кН.Геометрические характеристики траверсы: = 19*1 = 19 см²; = 1*192/6 = 60 см³. Прочность траверсы по нормальным напряжениям: = 621,99/60 = 10,34 кН/см2 < = 24*0,95 = 22,80 кН/см2.Прочность траверсы на срез у опоры: = 96,03/19 = 5,05 кН/см2 < = 13,92*0,95 = 13,22 кН/см2,где = 0,58*24 = 13,92 кН/см2 — расчетное сопротивление стали сдвигу (табл. 1* [6]).Прочность траверсы обеспечена. Определяем требуемый катет швов, прикрепляющих траверсы к опорной плите. Сварка ручная, электродом, = 0,7: = 8,31*23,10/0,7/18/1,0/1,0/((23,10−1)+2(5,45−1)) = 0,49 см. Принимаем = 8 мм. Анкерные болты служат для передачи растягивающих усилий от колонны на фундамент. Их рассчитывают на специальную комбинацию усилий: = 301,0 кН*м; = 111,9кН.Усилие отрыва от фундамента, приходящееся на анкерные болты: = 301,0/1,00−111,9/2 = 245,05кН.Требуемая площадь сечения болтов: = 245,05/18,5 = 13,25 см², где = 18,5 кН/см2 — расчетное сопротивление фундаментных болтов, выполненных из стали С235 (Вст3кп2) (табл. 60 [6]), растяжению. Диаметр анкеров обычно назначают от 20 до 60 мм, так как более толстые сложны в изготовлении. Принимаем 2 анкера диаметром = 32 мм общей площадью нетто: = 16,08 см². При размещении анкерных болтов необходимо соблюдать следующие требования:

а) центр тяжести ветви и равнодействующая усилий в анкерах должны лежать на одной оси;б) чтобы можно было свободно повернуть гайку при затяжке болта, минимальное расстояние от оси болта до траверсы необходимо принимать ;в) для обеспечения возможности сдвижки колонны во время монтажа по фундаменту во все стороны, анкерные болты выносят за опорную плиту примерно на 20 мм. Последним рассчитываемым элементом базы является анкерная плитка (Рис. 9). Ее рассчитывают как балку, свободно опертую на траверсы и нагруженную сосредоточенной силой от анкера.Рис.

9. Анкерная плитка

Усилие в одном анкере: = 122,53кН.Из условия размещения анкерных болтов назначаем ширину плитки равной = 200 мм. Изгибающий момент в среднем сечении плитки: = 122,53*20/4 = 612,63 кН*см.Толщину анкерной плитки определяем из условия прочности по нормальным напряжениям:.Момент сопротивления ослабленного отверстием сечения: = (122,53*6/(20−3,2)/24/0,95)0,5 = 3,10 см.Принимаем = 32 мм.

Список литературы

Металлические конструкции: В 3 т. Т.

1. Элементы стальных конструкций/Под ред. В. В. Горева. — М.: Высшая школа, 1997. 527с. Металлические конструкции: В 3 т. Т.

2. Конструкции зданий / Под ред. В. В. Горева. — М.: Высшая школа, 1999. 528с. Металлические конструкции: В 3 т. Т.

3. Специальные конструкции и сооружения/ Под ред. В. В. Горева. — М.: Высшая школа, 1999. 544с. Металлические конструкции. Общий курс: Учебник для вузов / Под ред.

Г. С. Веденикова. 7-е изд. перераб. и доп. — М.: Стройиздат, 1998. 760с. Металлические конструкции. Общий курс: Учебник для вузов / Под ред. Е.

И. Белени. 6-е изд. перераб. и доп. — М.: Стройиздат, 1986.

560с.СНиП П-23−81* Нормы проектирования. Стальные конструкции / Госстрой СССР. — М.: ЦИТП Госстроя СССР, 1991. 96 с. СНиП 2.

01.07−85*. Нагрузки и воздействия / Госстрой России. — М.: ГУП ЦПП, 2003. — 44 с. Методические указания к расчётно-графическому упражнению для студентов специальности 2903 «Промышленное и гражданское строительство». -НГАСУ, 1998

Кользеев А. А. Металлические конструкции. Расчёт сжатых стержней в примерах: Учебное пособие. — Новосибирск: НГАСУ, 1999.

— 84 с. Сергеев А. В. Металлические конструкции.

Методические указания по использованию программы SCAD в курсовом и дипломном проектировании для студентов специальности 290 300 «Промышленное и гражданское строительство» всех форм обучения. — Новосибирск: НГАСУ, 2003. — 32 с. Пособие по проектированию стальных конструкций (к СНиП П-23−81* «Стальные конструкции»)/ ЦНИИСК им. Кучеренко Госстроя СССР. — М.: ЦИТП Госстроя СССР, 1989.

— 148 с. Методические указания по выполнению курсового проекта для студентов специальности 290 300 «Промышленное и гражданское строительство» всех форм обучения. Задания к проекту для студентов-заочников. / Новосибирский государственный архитектурно-строительный университет (Сибстрин), 2009.