Конструирование и расчет каркаса одноэтажного промышленного здания, страница 6

s_min=-0.2276+0.7577=0,5301

Изгибающие моменты в опорной плите:

Участок 1 (опирание на 4 канта)

b/a=983/126 =7.8

a₁=0.125

M₁=s₁a₁a²

M₁=0.125∙0.924∙12.6²=18,33кНсм

На консольном  участке:

М₂=s _max∙с² /2=0,9853∙7² /2=24,14

На участке 3 опёртом на 3 канта.

b/a=110/260=0,0,423

a₃=0,06

М₃=0,06∙0,9853∙11²=7,15 кНсм

Толщину опорной плиты находим по максимальному моменту.

t_pl=√6∙M_max/(R_y×g_c)

t_pl=√6*24,14/(24*1.2)=2,24см

Принимаем  t_pl=25мм

5.2.Расчет траверсы:

Траверсу в расчетной схеме представляем двухконсольной балкой шарнирно опёртой на пояса колонны. В качестве нагрузки принимаем в зжатой зоне под плитой отпор (давление) со стороны фундамента, собранный с грузовой площади (на одну траверсу с половины ширины плиты )

q_tr,max=s _max∙B/2

q_tr,max=0.9853∙20=19,166

В растянутой зоне усилия в анкерных болтах.

Z=M-Na/2y.

Z=67977-1056.2∙32,82/2*100,82=165,2кН.

Из эпюр изгибающих моментов и перерезывающих сил, представленных на рисунке следует, что в качестве расчетных сечений траверсы следует рассматривать сечения, в которых М=65,3кН/см  Q=516,62кН

W_tr,red=M_max/R_y×g_c=6530/24∙1=272,08см При t_tr=10мм h_tr=√272,08*6=40,04см примем h_tr=42см

Проверим принятое сечение траверсы на срез Т=1,5∙Q/А_tr=1.5∙516,62/42∙1=18,45>0.58∙24=13.92кН.

А_tr=1,5∙ Q/0,58∙ R_y

А_tr=1,5∙ 516,62/0,58∙ 24=55,67

Примем h_tr=56см.

Проверка: Т=1,5∙Q/А_tr=1.5∙516,62/56∙1=13.83<0.58∙24=13.92кН.

Расчёт шва соединяющую траверсу со стержнем колонны из условий восприятия реакции V=609,22,

Принимаем В_f=0,8 R_wf=21кН/см²

R_wz=0.45∙36.0=16.2 при В_Z=1

Расчёт проводим по металлу границы сплавления.

k_f=V_a/(В_ZR_wz×g_wz×g_cl_w)=609,22/(1∙16.2∙1∙55)=0.68

Примем катет шва 0,7мм. Торец колонны (после приварки траверс) и плиту фрезеруем. В этом случае швы привариварки к плите принимаем конструктивно минимальной высоты. При толщине плиты 25см принимаем высоту катета сварного шва 7мм.      

5.3.Расчет анкерных болтов

 N_min=-396

 M_s=622,265

s_max=N/ L_plB+6M/BL_pl²

s _max=-(396/116∙4)-(6∙622,265∙10²/116²∙40)

=-0,085-0,694=-0,779кН/см²

s _min=-0.085+0.694=0,609кН/см²

Z=M-Na/2y

Z=62226-396∙37,25/2*105,25=225,53кН.

примем сталь С235

A_б.п.=Z/R_b=225.53/185∙10³=12.19см

примем сталь С235

По полученной площади  примем болт d48.А=14,72см

проверка:

s=Z/ A_б.п.=225.53∙10^-3/0,001472=153МПа<R_b=185МПа

Проверка прочности траверсы на усилия в анкерных болтах.

Q_tr=Z=225,53кН М_tr=Zl=225,53∙(5+10)=3382,95кНсм²

s _x=(3382,95∙6)/(1*56²)=6,47кН/см²<R_y×g_c=24 кН/см²

T_xy=1,5∙ Q_tr/h_tr∙t_tr=1.5∙225,53/56∙1=6,04<0,58∙ R_y∙g_c =13.92

5.4.Расчет анкерной планки.

Анкерные планки рассчитывают как однопролётные балки, опертые на траверсы и загруженные сосредоточенными силами, равными несущей способности болтов. Пои определении момента сопротивления таких балок следует учитывать ослабление их отверстиями диаметр которых в данном случае 52мм. Примем стальС255 при R_y=255мПа

s=M_max/W≤R_yg_c,

W для ослабленного сечения

W=M_max/ R_yg_c,

W=14,65/230∙10³=63,95см³

W^тр_y=bh²/6=2∙6,4∙ h²/6=2,13h²

h=√30,023=5,48см<4

Поскольку дальнейшее развитие ширины анкерной планки не рекомендуется примем планку составного сечения  

из двух прокатных швеллеров.2 [ №10 ГОСТ 8278-83*  W_y =33,11

проверка

 s=14,65/2∙33,11∙10^-6=221МПа<R_yg_c=240МПа.

сечение принято.

6.Расчёт фахверковой колонны.

    Ветровая расчетная погонная нагрузка.

w_экв=g_f×g₀×К_экв×с×В,

где g_f=1,4 – коэффициент надежности по ветровой нагрузке;

       g₀=0,38кН/м² – нормативное значение ветровой нагрузки;

       К_экв=1,053, при высоте здания 15,45 м и типе местности А;

       с=0,8 – коэффициент для вертикальных стен;

       В=6м – шаг поперечных рам.

w_экв=1,4×0,38×1,053×0,8×6=2,689кН/м

Условно считаем что сосредоточенная сила Р от веса стенового покрытия приложена в уровне нижнего пояса ферм.

P=g_пg_fbHt

P=9∙0,24∙6∙15,45=200,23

Где g_п вес единицы объёма

стенового покрытия (900кг/м³)

Н-высота фахверковой колонны.

t- толщина стенового покрытия.

М_р=е∙Р=0,15∙200=30,03 кНм

Мw_max=(w∙l²⁾/11=(2,689∙13,2²)/11=

=42,59.

М_расч= М_р +Мw_max=30,03+42,59=72,62

Значение поперечной силы (на опоре) от действия ветровой нагрузки:

Q_max=-18,26 кН.

На нжней опоре

Q=17,23кН.

От стенового покрытия:

Q_{max Р}=2,276 кН.

Расчетная поперечная сила.

Q_расч=17,23+2,276=19,5кН.

N_расч=117=117кН

Профиль стойки фахверка- прокатный двутавр.

l_ef,x=m_x∙L_геом=13,2м; l_ef,y=2.4м (шаг стеновых ригелей)

 Коэффициент условия работы g_с=1.

Подбор сечения.

Примем сталь С245 R_y=240МПа, зададимся λ_x=100

i_x=0,42h, i_x= l_ef,x/ λ_x=13,2/100=0,132м=13,2см h=13,2/0,42=31,43см

примем h=35см

А_тр=N/j_e×R_y×g_c,

       j_е – коэффициент для проверки устойчивости, определяем в зависимости от m_ef и l.

    Где m_ef – относительный эксцентриситет,

m_ef=h×m,

где h=f(λ; m);

m=e∙A/W_x≈e/r, r-ядро сечения.

r=b×h_в,

       b=0,33 – для двутавра, зависит от формы сечения;

r=0,33×35=11.55см.

e=M/N,

e=72.62/117=0.62м=62см.

m=62/11.55=5.37.

    Определим λ – условная гибкость

l=l_x×ÖR_y/E,

где l_x – гибкость в плоскости эксцентриситета,

l_x=l_ef,x2/i_x,

i_x=a×h_в,

где a=0,41 – для двутавра,

i_x=0,42×35=14.7см,

тогда

l_x=13,2/0,147=89.8.

    Тогда

l=89.8×Ö240/206000=3.065.→

h=(1,9-0,1∙m)-0.02∙(6-m)∙ l

h=(1,9-0,1∙5.37)-0,02∙(6-5.37)∙ 3.065=1.324.→

m_ef=1,324*5.37=4.72.

    При m_ef=4.72 и l=3.065, j_е=0,1945.

    Требуемая площадь.

А_тр=117/0,1954×240×10³×1=0,00249м²=25см².

Примем двутавр 32Б1

 h=346мм. A=41,92смW_x,=427 см⁴

    Относительный эксцентриситет:

m=(e×A)/W_x,

m=(62×41,92)/427=6,08

    Условная гибкость:

l_x=l_x×ÖR_y/E,

l_x=13,2/0,1229×Ö240/206000=3,67.

    При

А_f/A_w=13,175/20,39=0,646,

После интерполяции получаем:

h=1,243