Металевий каркас одноповерхового виробничого будинку

 

Міністерство освіти і науки України

 

Київський національний університет будівництва і архітектури

 

 

 

 

 

 

Кафедра металевих та дерев’яних конструкцій

 

 

 

 

 

 

 

Пояснювальна  записка

до курсового  проекту №2 з курсу «Металеві конструкції»

на тему: «Металевий каркас одноповерхового виробничого будинку»

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

Виконав:

ст. гр. ПЦБ-42

Лубенець  Ю. І.

Перевірив:

ас. Котвіцький Б. М.

 

 

 

 

 

 

 

Київ 2012

 

Зміст:

 

1. Компонування конструктивної схеми каркаса будинку:
2. Розрахунок поперечної рами будинку:

• Установлення розрахункової схеми рами;

• Визначення навантажень на раму;
• Виконання статичного розрахунку поперечної рами;
• Складання таблиці розрахункових зусиль в елементах рами.

3. Розрахунок і конструювання колони:

• Визначення розрахункової довжини над кранової і підкранової ділянок колони в площині та із площини рами;
• Підбір перерізу стержня колони і перевірка загальної і місцевої стійкості його;
• Конструювання і розрахунок вузлів колони: сполучення над кранової і підкранової ділянок, бази, анкерних болтів.

4. Розрахунок і конструювання кроквяної ферми:

• Визначення навантаження на ферму;
• Визначення розрахункових зусиль в стержнях ферми;
• Підбір перерізу елементів ферми;
• Конструювання (складання ескізів) і розрахунок вузлів ферми (монтажних, проміжних і опорних).

5. Використана література

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

                Компонування конструктивної схеми каркаса будинку

2. Розрахунок поперечної рами будинку

 

• Установлення розрахункової схеми рами

 

Скомпонувати каркас однопрольотної опалюваної будівлі  з прольотом L=24 м. Крок рам B=6 м. Будівля обладнана двома мостовими кранами вантажопідйомністю Q = 20/5 т групи режимів роботи 5К. Позначка головки підкранових рейок + 12.0 м, довжина будівлі –84 м; район будівництва – м. Луцьк; тип місцевості за вітровим навантаженням – ІV. Утеплювач – мінераловатні жорсткі плити (t = 60 мм, ρ = 250 кг/м³). Несучі конструкції покрівлі – сталевий профільований настил, що вкладається по наскрізним прогонам. Несучі конструкції покриття – уніфіковані кроквяні ферми з паралельними поясами.

Стінове огородження – тришарові панелі «сандвічі».

Бетон фундаменту – клас В30

а) Визначення розмірів по вертикалі (рис 2.1)

При кранах Q = 20/5 т приймаємо схему зі ступінчастими колонами і обпираємо підкранові балки на уступ колони. За табл. Д 2.2 для кранів  Q = 20/5 т при L=24 м: H_cr=2400 мм, B_cr=260мм, тип рейки Кр-70 з висотою h_r=120мм, висота підкранової балки h_bc=800мм. Визначимо розмір Н₂, що включає габаритний розмір крана H_cr, допуск на його виготовлення 100 мм та зазор с =200...400 мм, що враховує провисання конструкцій:

Н₂= H_cr + 100 + с =2400 + 100 + 200 = 2700 мм

(при L=24 м приймаємо с=200 мм)

Для виконання умов уніфікації призначаємо Н₂=2800мм (кратне 200мм).

H₁=12000

Н₀ = Н₁+Н₂=12000+2800=14800 мм

Отримане значення Н₀=14800 мм не кратне 600 мм, тому збільшуємо Н₀=15000 мм, тоді Н₂=3000мм

Приймаємо глибину заглиблення  колони Н_в = 600 мм. Тоді повна висота колони буде:

l_с=Н₀+Н_В=15000+600=15600 мм.

Довжини верхньої і нижньої  частини колони визначаються за формулами:

l₂=h_bс+h_r+H₂=800+120+3000=3920 мм;

l₁=H₀ – l₂+ H_b =15000 – 3920 + 600 = 11680 мм.

Висота уніфікованої ферми з паралельними поясами  становить 3150 мм. Ферма шарнірно з’єднується  з колонами і спирається на них  зверху.

б) Визначення розмірів по горизонталі:

Приймаємо а = 250мм. З умови забезпечення горизонтальної жорсткості ширину верхньої частини колони призначаємо h₂=400мм,що більше ніж мм.,   для полегшення розрахунків приймаємо а = 200мм

З врахуванням залежностей:

а₁=B_cr+(h₂ – a)+75=260+(400 – 200)+75=535 мм.

Приймаємо а₁=750 мм (кратне 250 мм).

Ширина нижньої частини  колони:

h₁=а+a₁=750+200=950 мм.

Приймаємо, що колони жорстко з’єднуються з фундаментами.

Компонувальна схема  рами наведена на рис. 2.1.

 

 

 

Рис. 2.1. Схема компонування поперечної рами

 

 

 

• Визначення навантажень на раму

 

Визначення розрахункових зусиль в елементах однопрольотної  рами за даними пункту 1.

 

Постійні  навантаження (рис. 2.2.)

Навантаження від власної  ваги конструкцій покриття на 1м² наведені в табл. 2.1.

Таблиця 2.1.

№	Складові навантаження	Характеристичне нав-ня кН/м2	Коеф. над. за експл. нав-ням γfe	Екплуатаційне нав-ня кН/м2	Коеф. над. за гр.. роз. нав-м γfm	Гранич. розрах. нав-ня   кН/м2
1	Сталевий профнастил  H=35	0,06	1,0	0,06	1,05	0,06
2	Гідроізоляція (4 шари руберойду)	0,16	1,0	0,16	1,3	0,21
3	Утеплювач мінераловатні жорсткі плити        (t=60мм, ρ = 250 кг/м3 *9,81 )	0,15	1,0	0,15	1,3	0,20
4	Пароізоляція (один шар пергаміну)	0,05	1,0	0,05	1,3	0,07
5	Сталевий профільований  настил Н57-845-0,7	0,09	1,0	0,09	1,05	0,10
6	Наскрізні прогони	0,09	1,0	0,09	1,05	0,10
7	Наскрізні ригелі (ферми)	0,3	1,0	0,3	1,05	0,31
8	В’язі по покриттю	0,05	1,0	0,05	1,05	0,05
Всього		0,95				1,1
З врахуванням  коефіцієнта надійності за призначенням γn=0,95		0,9				1,05

 

Розрахункове лінійне розподілене навантаження на ригель рами від власної ваги покриття:

q_r=g B/cosα=1,05·6/1=6,3 кH/м.

• Опорна реакція ригеля рами:

Q_r=q_r L/2=6,3·24/2=75,6 кН.

• Власна вага колони (використовуємо дані табл. Д 2.1):

G_c=q_k B L / 2=0,25·6·24/2=18 кН

• Розрахункове навантаження від власної ваги нижньої частини колони (80%):

G_к1= G_к·0,8·γ_f =18·0,8·1,05=15,12 кН

• Розрахункове навантаження від власної ваги верхньої частини колони (20%):

G_к2= G_к 0,2 γ_f =18·0,2·1,05=3,78 кН

 

• Одиничне  навантаження від  стінового огородження визначаємо за табл.  Д 2.1:

Таблиця 2.2.

№	Складові навантаження	Характеристичне нав-ня кН/м2	Коеф. над. за експл. нав-ням γfe	Екплуатаційне нав-ня кН/м2	Коеф. над. за гр.. роз. нав-м γfm	Гранич. розрах. нав-ня   кН/м2
1	Тришарові стінові  панелі: два сталевих листа мінераловатні плити (t=80мм, γ = 150 кг/м3*9,81 ).	0,166	1,0	0,166	1,05	0,174
		0,12	1,0	0,12	1,3	0,156
2	Ригелі	0,06	1,0	0,06	1,05	0,063
3	З врахуванням  коефіцієнта надійності за призначенням γn=0,95	0,346				0,393

 

• Навантаження на верхню частину колони від стінового огородження передаємо на позначку +11,080 м.

G_w2=

кН.

• Навантаження від стінового огородження на нижню частину колони:

G_w1=

кН.

• Розрахункове сумарне навантаження на верхню і нижню частини колони від власної ваги колони і стінового огородження з урахуванням коефіцієнта надійності за призначенням:

G₂=( G_к2+ G_w2) γ_f = (3,78+18,2)·0,95=20,88 кН;

G₁=( G_к1+ G_w1) γ_f = (15,12+23,3)·0,95=36,5 кН.

Навантаження від власної ваги підкранових конструкцій, враховуючи їх незначний вплив, врахуємо при визначенні навантаження від кранів.

Поздовжні сили  G₁  і  G₂ вважаємо прикладеними по середині відповідних ділянок колон. Внаслідок малості нехтуємо ексцентриситетом прикладання навантаження відносно центра ваги перерізу колони.

• Визначаємо момент у рівні сполучення верхньої і нижньої частин колон:

M=(Q_r+ G₂)·e₀=(75,6+20,88)·0,20=19,3 кН·м

Спрощена розрахункова схема рами має спрямлені осі  ступінчастих колон, суміщені з осями  верхніх ділянок. Таке спрощення схеми не впливає на розрахункові зусилля крім випадків завантаження верхніх ділянок вертикальними навантаженнями (від ригеля та частково власної ваги стін), що передаються на нижню частину колони з ексцентриситетом е_о. Вказана обставина враховується зосередженим моментом у рівні межі верхньої (надкранової) та нижньої (підкранової) частин колони. Наявність ексцентриситету е_о враховується формулами (дод. Д 3.2, ), тому цей зосереджений момент не розглядається як компонента навантаження при визначенні невідомого зусилля Х.

Рис. 2.2 Схема постійного навантаження

 

Навантаження  від снігу (рис. 2.3.)

• Розрахункове навантаження на 1м² горизонтальної проекції покриття   для м. Луцьк визначаємо формулою  і табл. Д 2.5 та Д 2,7 (1):

 кН/м²,

при Т=50 років γ_f =1 , S₀=1.24кПа.

• Розрахункове рівномірно розподілене навантаження на ригель з урахуванням γ_n=0.95:

 кН/м.

• Опорна реакція ригеля від снігового навантаження:

 кН.

• Зосереджений момент через зміщення осей верхньої та нижньої частин:

 кН·м.

 

Рис. 2.3. Схема снігового навантаження

 

 

Навантаження  від мостових кранів (рис. 2.4)

Вертикальне навантаження

Схему бази моста крана  і навантаження від коліс приймаємо за додатком (табл. Д 2.2, 1)

Q, т	L, м	C, мм	K, мм	Fn.max, кН	Gc, т	G, т
20/5	24	5600	4400	179	7,2	24,5

Схема встановлення двох зближених кранів на лінію впливу опорної реакції вказана на рис. 1.4.

Розрахунковий тиск від  кранового навантаження на колони визначаємо за лініями впливу опорних реакцій підкранових балок при найбільш несприятливому розташуванні двох зближених кранів.

• Мінімальний нормативний тиск колеса крана на рейку:

 кН.

• Максимальне розрахункове навантаження на колону за формулою:

 кН,

де прийнято: ψ = 0,85 –  коефіцієнт сполучення при врахуванні двох кранів груп режимів роботи 1К  – 6К; n₀ = 1.05 – коефіцієнт, що враховує власну вагу підкранової та гальмівної балок та тимчасове корисне навантаження на ній, y_i – ордината лінії впливу під відповідним колесом крана.

• Мінімальне розрахункове навантаження на колону за формулою:

 кН,

 

• Розрахункові зовнішні моменти від кранового навантаження, що передаються через підкранові балки, визначаємо відносно центральної осі нижньої частини колони:

 кНм;

 кНм.

 

 

 

 

Рис. 2.4. Кранове навантаження:

а – схема  розташування колісної групи;б –  схема накатки крана на лінію впливу;

в – схема  кранового навантаження на раму

Горизонтальне навантаження (рис. 2.5.)

• Поперечна горизонтальна сила, що передається на рейку одним колесом крана:

 кН.

Сили що прикладаються  до інших коліс, вважаємо направленими з ліва на право:

 кН.

• Розрахункове горизонтальне навантаження на :
• ліву кН
• Праву колону: кН

Завантаження  розрахункової схеми силами від дії мостових кранів наведено на рис. 2.5.

Рис. 2.5. Кранове горизонтальне навантаження:

 

 

Вітрове навантаження (рис. 2.6.)

Нормативне значення вітрового тиску для заданого району будівництва W₀ = 0,48 кПа (додаток Д. 2.5, ). Тип місцевості ІV(міська територія). Стінові панелі довжиною 6 м горизонтально закріплені на основних колонах

• Коефіцієнти кореляції за висотою k для типу ІV приймаємо за

( Д 2,8) складають:

   C_e3= -0,556;   С_е= +0,8

Н=12,0м С_eq=1.6

• Розподілення навантаження:

активне

пасивне

 

• З висоти будівлі, що не ввійшла до розрахункової схеми:

      

активне  кН

пасивне кН

Рис. 2. 6. Схеми розподілу вітрового навантаження по висоті рами та по поздовжній поверхні будівлі, та вітрового навантаження

 

• Виконання статичного розрахунку поперечної рами

Статичний розрахунок поперечної рами виконується за формулами додатку  Д 4.2(1). Виходячи із орієнтовних жорсткісних характеристик та позначень на рис. 2.7, обчислимо допоміжні параметри та коефіцієнти розрахункової схеми:

Рис. 2. 7. Розрахункова схема рами

 

• Визначаємо співвідношення жорсткостей підкранової та надкранової частин колони:

;

е₁=0,20 м;

 м;

;

;

.

 

- Навантаження від власної ваги конструкцій:

 кН;

М₀= –75.6·0,20= – 15.12 кН м;

М₁=0,833·3.92 – 15.12= – 11.86 кН м;

 кНм;

 кНм;

 кН;

 кН;

 кН;

 кН;

 кН;

 кН.

• Снігове навантаження:

 кН,

де Х визначено аналогічно навантаженню від власної ваги конструкцій.

 кНм;

 кНм;

 кНм;

 кНм;

 кН;

 кН.

• Вертикальне кранове навантаження:

;

Навантаження на ліву колону:

 кНм;

 кНм;

 кНм;

 кН;

 кН.

На праву колону:

 кНм;

 кНм;

 кНм;

 кН;

 кН

Горизонтальне кранове навантаження:

Навантаження далі враховується зі знаком „±”, епюри побудовані лише для знака „+”.

На ліву колону:

 кНм;

 кНм;

 кНм;

 кНм;

;

 кН;

 кН.

На праву колону:

 кНм;

 кНм;

 кНм;

 кНм;

;

 кН;

 кН.

• Вітрове навантаження(при дії вітру зліва):

;

;

;

 кН;

 кН.

На ліву колону:

 кНм;

 кНм;

 кН;

 кН.

На праву колону:

 кНм;

 кНм;

 кН;

 кН.

Результати розрахунку  наведені на рис. 2.8, вміщені в таблицю розрахункових сполучень зусиль (табл. 2.3) у перерізах лівої колони рами, причому перерізу 1–1 відповідає переріз над уступом ступінчастої колони,   2–2 – переріз під уступом, 3–3 – переріз у рівні сполучення колони з фундаментом.

 

 

 

 

 

 

Рис. 2. 8. Епюри зусиль від навантажень:

а – постійного; б –  снігового; в – вертикального  кранового;

г – кранового поперечного; д – вітрового(при дії вітру зліва)

Розрахункові сполучення зусиль у перерізах лівої колони рами від діючих навантажень М, кНм; N та Q, кН.       

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

Таблиця 2.3.

№	Навантаження, сполучення		y	Переріз 1–1			Переріз 2–2		Переріз 3–3
				М		N	M	N	M	N		Q
1	Постійне			-11.86		-96.48	+7.44	-132.98	+17.17	-132.98		-0.833
2	Снігове		0.8	-13.32		-84.84	+3.65	-84.84	+14.51	-84.84		-0.93
3	Dmax ліворуч			+29.71		0	-130.61	-356.26	-42.07	-356.26		-7.58
4	Dmax праворуч			+29.71		0	-9.26	-86.58	+79.28	-86.58		-7.58
5	±Hmax ліворуч			±2.5		0	±2.5	0	±277.59	0		±23.98
6	± Hmaxправоруч			±34.27		0	±34.27	0	±217.99	0		±15.73
7	Вітер ліворуч			-59.66		0	-59.66	0	-556.3	0		+62.96
8	Вітер праворуч			+73.79		0	+73.79	0	+515.02	0		+51.97
Основні сполучення	+Мmax Nвідп.	№№		1+8			1+8		1+8
			1	+61.93		-96.48	+81.23	-132.98	+532.19	-132.98
		№№		1+0.9(3+5+8)			1+0.9*8+2*0.8		1+2*0.8+0.9(4+6+8)
			0.9	+83.54		-96.48	+76.48	-194.07	+759.48	-278.77
	-Мmax Nвідп.	№№		1+7			1+(3+5)		1+7
			1	-71.52		-96.48	-125.7	-489.24	-539.13	-132.98
		№№		1+2*0.8+0.9*7			1+0.9(3+6+7)		1+0.9(3+5+7)
			0.9	-75.14		-164.35	-194.65	-453.61	-771.19	-453.61
	Nmax +Mвідп.	№№		1+2			1+3+5		1+(3+5)
			1	-25.18		-181.32	-125.7	-489.24	+252.69	-489.24
		№№		1+2*0.8+0.9(4+6+8)			1+2*0.8+0.9(3+5+8)		1+2*0.8+0.9(3+5+8)
			0.9	+101.5		-164.35	-38.53	-514.7	+703.1	-514.7
	Nmax -Mвідп.	№№		1+2			1+(3+5)		1+(3+5)
			1	-25.18		-181.32	-125.7	-489.24	-302.49	-489.24
		№№		1+2*0.8+0.9*7			1+2*0.8+0.9(3+5+7)		1+2*0.8+0.9(3+5+7)
			0.9	-75.14	-164.35		-163.13	-514.7	-760.75	-514.7
	Nmin +Mвідп.	№№	1	Зусилля M i N постійного навантаження враховані з коефіцієнтом 0,9/1,1=0,82					0.82*1+8
									+529.1	-106.38
	Nmin -Mвідп.	№№							0.82*1+7
			1						-542.22	-106.38
	Qmax	№№							1+0.9(3+5+7)
											+94.52

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

3. Розрахунок і конструювання колони

 

• Визначення розрахункової довжини над кранової і підкранової ділянок колони в площині та із площини рами

 

Розрахункові довжини  для надкранової та підкранової  ділянок колон  визначаємо за методикою, розглянутою в розділі 15.1:

де l₂ = 3,92м; l₁ = 11,68 м.

При найбільшій поздовжній силі в підкрановій частині N₁=-514.7кН (навантаження 1,2,3,5,7, табл. 2.3) та відповідно до цієї комбінації поздов-жній силі в надкрановій частині визначаємо:

 кН;

співвідношення завантаженостей:

.

Колона однопрольотної рами при шарнірному спряженні з  ригелем вва-жається такою, що має  верхній кінець вільний від усіляких закріплень. Тому визначаємо значення коефіцієнтів μ₁ та μ₂ за табл. 15,1:

при співвідношеннях  і , а також , маємо μ₁=3,0; μ₂=3,0.

Точніші значення μ₁ та μ₂ можуть бути визначені за табл. Д 4,2. Для визначення коефіцієнтів μ₁ та μ₂ необхідно обчислити допоміжні коефіцієнти α₁ та n при співвідношенні жорсткостей ділянок колони :

 μ₁=2,28; μ₂= μ₁/α₁= 2,28/0,62=3,68>3, (беремо μ₂=3,0, μ₁=2,5). Розбіжність у значеннях не справляє істотного впливу на розрахунок.

Таким чином, розрахункові довжини в площині рами становлять:

 м;    м.

Розрахункові довжини  із площини рами приймаємо рівними геометричним відстаням між точками закріплення колони в’язями:

• для підкранової ділянки : м;

• для надкранової ділянки: м.

 

 

 

 

• Підбір перерізу стержня колони і перевірка загальної і місцевої стійкості його

 

• Підбір перерізу надкранової частини колони

Надкранову частину  колони приймаємо у вигляді симетричного складе-ного двотавра з висотою перерізу 400 мм.

Розрахункові зусилля для перерізу 1–1 визначаємо за таблицею 2.3 розрахункових сполучень зусиль:

М = 101.5кНм (при розрахунковій комбінації зусиль 1+2+4+6+8);