Стальной каркас одноэтажного промздания

Автор работы: Пользователь скрыл имя, 24 Мая 2013 в 13:14, курсовая работа

Описание работы

•Пролёт здания L=36м
•Грузоподъёмность мостовых кранов Qкр=32/5 т
•Отметка головки кранового рельса 16.0м
•Шаг поперечных рам 12м
•Тип кровли – прогонная
•Высота фермы 3150мм
•Сечения поясов стропильных ферм – прокатный угловой профиль
•Длина здания 120м
•Район строительства – г. Иваново

Файлы: 1 файл

Kiselyov_mk2.docx

— 1.16 Мб (Скачать файл)

 

5.3 Подбор сечения подкрановой   части сплошной колонны.

Материал: сталь  марки С245 по ГОСТ 27772-88*, Ry=240 МПа, γс=1 [6, табл.6*, стр.8 ]. Сечение нижней части колонны сплошное h=1000 мм. Подкрановая ветвь колонны – прокатный двутавр, шатровая ветвь выполнена из листа. Эти ветви объединены друг с другом сплошным листом (стенкой). Длина подкрановой части колонны составляет 15,17м. Расчетные длины составляют: lef,x = 39,56м, lef,y = 15,17м. Расчетное сочетание усилий

при догружении подкрановой ветви:

 N1= -1694,7  M1= 669,86 кН∙м  Q1= -56,76 кН

 при догружении  шатровой ветви:

 N2= -1712,2 M2=-536,2 кН∙м  Q2= 45,73кН;


 

 

Сечение нижней части колонны.

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

Требуемую площадь  сечения определяем исходя из комбинаций с наибольшими значениями N и M:

e=M1/N1=669,86/1694,7=0,3953 м=39,53 см.

(*=0.48для данного типа сечения).

;  

Определим площади  подкрановой (Аf1) и шатровой (Аf2) ветвей, исходя из действующих в них усилий, равных, соответственно, S1 и S2.

Центр тяжести  сечения находится примерно на расстоянии Y1≈0.4h=40 см от оси подкрановой ветви. Тогда:

S1=N1*y2/h + M1/h= 1694,7*0,6 / 1 + 669,86 / 1 = 1686,7 кН;

S2=N2*y1/h + M2/h=1712,2*0,4 / 1 + 536,2 / 1 = 1221 кН;

Af1=S1/0,8Ryγc= 1686,7 /(24*1*0,8)=87,85 см2;

Af2=S2/0,8Ryγc= 1221/(24*10,8) = 63,6 см2.

Назначаем сечение подкрановой  ветви с учетом требований жесткости  стержня колонны  Принимаем b=1517/30=48,935см. Принимаем двутавр 50Б1 по ГОСТ 26020-83 (bf=49,2 см, tf1=0,88 см; Af1=92,98 см2, Ifx1=1606 см4, Iy=37160 см4, b1=20см).

Кроме требований жесткости для  шатровой ветви должна быть обеспечена местная устойчивость свесов поясного листа:

Выбираем  поясные листы b=360мм, tf=18мм (Af2=64,8см2).

Требования  местной устойчивости свесов поясного листа  выполнены. Определяем необходимую толщину  стенки. Исходя из требований экономии металла, стенку в таких колоннах обычно принимают  толщиной 8-14 мм. При  этом гибкость задают в пределах hw/tw = 80-120. С учетом перечисленных выше требований принимаем стенку толщиной tw = 10 мм.

Высота  стенки hw= hef  =100-0,88*0,5-1,8=97,76 см.

Площадь стенки Aw= hef*tw= 1*97,76 = 97,76 см2.

Геометрические  характеристики подобранного сечения:

А = 92,98+64,8+97,76=255,54 см2.

Уточним положение центра тяжести сечения  относительно оси  подкрановой ветви  Х1:

; ; ; ; ;

у2=100 – 43,998 – 1,8/2=55,102 см.

Проверочная часть.

Предварительно  проверим местную устойчивость стенки по п. 7.14*[6]:

Предельная  гибкость стенки при  (табл. 27 [6]):    принимаем 2,3

Тогда - устойчивость стенки не обеспечена.

Вследствие  невыполнения требований п. 7.14 [6] возникают  два пути по конструированию  сечения:

первый  – либо увеличить  толщину стенки, либо установить по ней  продольные ребра  для обеспечения  местной устойчивости;

второй  – не учитывать  в проверочных  расчетах на общую  устойчивость среднюю  часть стенки, подверженную выпучиванию из своей  плоскости.

Выберем второй путь, как  наиболее экономически целесообразный.

 

Проверка  колонны на комбинацию усилий, догружающих подкрановую ветвь

Проверку  общей устойчивости в плоскости действия момента

выполняем в соответствии с  п. 5.27*[6].

;.

; ;

По табл. 73 [6] п.6 определяем η. Для этого вычислим a1/h=0,5b1/h = =0,5*20/100 = 0,1 и . Находим .

Для : .

:

.

:

; .

По табл. 74 [6] определяем φе при mef=1,3854 и : φе=0,3568

В соответствии с п.7.20* [6], поскольку устойчивость стенки не обеспечена, принимаем редуцированную площадь сечения Ared (без площади участка стенки, теряющего местную устойчивость).

Площадь Ared вычисляем по п. 7.20* [6]. Для этого определим

Ared = A - (hef - hred) t = 255,54 – (97,76-59,473)∙1=217,25 см2.

Проверка  общей устойчивости: . Устойчивость в плоскости действия момента обеспечена. Недонапряжение 8%.

 

Проверка  устойчивости стержня из плоскости  действия момента

 – относительно оси Y по п. 5.31 [6].

Для λу=115,4  φу=0,4461 (табл. 72[6]).

При λу=115,4 ≤    φс=0, 59961

β=,

 

α=0,65+0,05m1=0,65+0,05*1,3854=0,7193 (по табл. 10[6]).

Коэффициент

;

Устойчивость  из плоскости действии момента не обеспечена.

Среднее сечеие по длине стержня нижней части  колонны закрепим распорками.

Lef,y=758,7

Для λу=57,7  φу=0,8158 (табл. 72[6]).

При λу=57,7 ≤    φс=0, 59961

β=,

 

α=0,65+0,05m1=0,65+0,05*1,3854=0,7193 (по табл. 10[6]).

Коэффициент

;

Устойчивость  из плоскости действии момента обеспечена.

 

Проверка колонны на комбинацию усилий догружающих шатровую ветвь.

Проверка общей устойчивости в  плоскости действия момента:

;. ;

; ;

По табл. 73 [6] п.5 определяем η. Для этого вычислим

для : .

для : .

для : .

В результате получим: .

По табл. 74 [6] определяем φе при mef= 1,3876 и : φе=0,3622.

. Устойчивость в плоскости действия момента обеспечена. Недонапряжение 9%.

Проверка устойчивости стержня  из плоскости действия момента

относительно оси У 

Для λу=57,7  φу=0,8185 (табл. 72[6]).

При λу=57,7 ≤   

β=,

 

α=0,65+0,05m2=0,65+0,05*9764=06988 (по табл. 10[6]).

Коэффициент

;

Устойчивость  из плоскости действии момента обеспечена.

 

Далее, в  соответствии с п. 7.21* [6] устанавливаем  поперечные ребра в колонне с  шагом (2.5 – 3)hef = 250 см, так как                 

 

    Ширина выступающей части ребра:

            , ,   bh ³ 72,5 мм,

после округления до размера кратного 10 мм, получим  bh = 80мм.

  Толщина ребра:

 

 ,        ,

                                          

принимаем по сортаменту  ts = 6 мм.

 

 

 

 

Расчёт  и конструирование оголовка колонны

Толщину опорной плиты назначают  из конструктивных соображений не менее 20 мм.

Высота ребер назначается из условия прочности сварных швов, крепящих рёбра к стенке колонны  и не менее 0,6h, где h – высота сечения колонны:

Требуемая длина  сварного шва:

,

Катет шва  принимаем по наименьшей толщине  свариваемых элементов kf=10 мм.

,

где N – продольная сила в колонне, =215 МПа;

= 108,595см,

            28,15 см, примем hs=30 см

Принятая высота ребра  ограничивается величиной:

     

Толщину ребра ts назначаем из условия среза:

  , где Q = N/2, Q = 871,652/2 = 435,826 кН, а Rs=0,58*Ry = 13,92

   назначаем  =1,6см

bs = (bf - tw)/2 = 35/ 2 = 17,5 см

Из условия местной  устойчивости:

 Условие выполняется.

Проверяем стенку колонны  на прочность по срезу в сечениях, где примыкают консольные ребра:

, где        =18,16 кН/см2

18,16 кН/см2 < 13,92 кН/см2,

примем  толщину стенки 1,2

                 =13,61 кН/см2

  12,10 кН/см2 < 13,92 кН/см2,

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

5.4 Расчёт  и конструирование базы колонны

Для расчёта  опорной плиты принимаем сочетание  усилий с наибольшей    продольной силой и изгибающим моментом:

,

имеем также  расчётное сочетание усилий для  конструирования анкерных болтов:

 

 

 Материал фундамента – бетон класса В15 Rb=0,85 кН/см2. Локальное сопротивление смятию бетона Rb,loc под подошвой фундамента принимается в зависимости от соотношения площади опорной плиты Аp и площади верхнего обреза фундамента Af  по СНиП 2.03.01-84*:

 

где

, φb зададим примерно равным

α – коэффициент, прнимаем α =1.

 

Rb,loc = Rb∙φb∙α = 0,85*1,3*1= 1,105 кН/см2

 

Определение размеров в плане и толщины  плиты.

ширина плиты:

 


где

  • - толщина траверсы, принимаем ;

принимаем , с=5,2см.

Длину плиты находим по условию  прочности бетона под плитой :

 


 

 

конструктивно принимаем , ,

Определим толщину плиты. Для этого найдём максимальный изгибающий момент, возникающий  в ней от отпора бетона фундамента.

 

 

 

 

Определяем изгибающие моменты  на отдельных участках плиты:

 

                            


    Участок 1 плита, опертая на 4 стороны, рассчитываем по[4, п.8.6.2, стр.249]:

 

Участок 2 консольный свес

 a=5,2см

  Участок 3 плита, опертая на три стороны:

b=12,56см, а=49,2см

,

т.к,

значение  момента определяем как для консоли длиной b.

Принимаем для  расчета:

 

Материал  базы – сталь С255, Ry=230 МПа

Требуемая толщина плиты:

 

где γс =1,2

Принимаем

 

Подбор сечения анкерных болтов

Расчетное сочетание усилий:

N= -499,23 кН,

M=503,097кН∙м.

 

Напряжения  в бетоне фундамента под плитой:

 

 

 

 

 

Суммарное усилие в анкерных болтах определим  из уравнения равновесия моментов относительно центра тяжести сжатой зоны бетона.

 

По приложению 4[8, стр. 65] принимаем болты с N=352кН диаметром d= 64мм. С диаметром отверстия D=70мм.

В целях  унификации такие же болты принимаем для подкрановой ветви.

 

Расчёт  траверсы

Ширина грузовой площади давления бетона: B/2=31см

 

Найдём  усилие Z:

 

 

 

 

 

 

0,234

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

Найдем  усилия от сочетания нагрузок в сварных швах:

  • подкрановая ветвь

 

 

 

 

 

 

 

  • шатровая ветвь

 

 

 

 

Задаемся hтр= (0,6…0,8)h

 

 

Найдем  требуемый катет шва:

 

  lw=hтр  - 2см =60-2=58см

Сварка полуавтоматическая, проволока СВ-08Г2С, Э42.

  =0,7 принимаем по [6,таб.34, стр. 37];

=215 МПа принимаем по [6,таб.56, стр. 65];

  =1 принимаем по  [6, п. 11.2*,стр.36];

       =1принимаем по  [6, таб.6*,стр. 8].

 

     примем = 0,6 см.

 

   примем = 1 см.

 

 

  1.         не выполняется

       выполняется

  1.          выполняется

         выполняется

    Так как не выполнилось условие 1, то уменьшаем длину шва

 

      примем = 0,8см.

 

        выполняется

                 выполняется

 

 

 

 

Проверка  траверсы на изгиб:

 ,

Проверка на срез:

   

Проверка прочности на совместное действие:

где   по [6, таб. 51*,стр. 61];

=1 по [6, таб.6*,стр.8].

Над опорой:

 

 

где

 

В середине:

5.4.3 Расчет анкерной планки.


                                                          

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

      

 

Анкерная  планка опирается на траверсу и работает как балка на двух опорах.

 Из условия прочности:

 где  по [6, таб. 51*, стр.60];

  по [6, таб. 6*, стр.8 ].

 

момент  сопротивления планки:

 

  ,   принемаем tпл = 60 мм

 

Принимаем планку: bпл   = 28 см,  tпл = 60 мм

6. Расчет торцевого фахверка

Исходные данные:

qeq = weq*B. Здесь: weq = w0*keq*c*γƒ, где wо = 0,23 кПа, нормативное значение ветрового давления (по СНиП 2.01.07-85*); keq – учитывает увеличение ветрового давления с высотой и зависит от типа окружающей местности, keq = 0,7032 по H = 19,4 м и местности «В»; γƒ, – коэффициент надежности по нагрузке, γƒ, = 1,4 для ветровой нагрузки; с – аэродинамический коэффициент, для прямоугольного здания для наветренной стороны (активное давление) са = 0,8.

Информация о работе Стальной каркас одноэтажного промздания