145050 (Проектирование прирельсового склада), страница 2

Принимаем

k₀ = 3.09

Записываем условие:

Местная устойчивость стенки обеспечена.

2-ая схема (см. рис.2):

Постоянная + временная от сосредоточенного груза, равного N=100×γ_f =100×1,2=120 кгс. Расчет по этой схеме производим только на прочность.

Рис.2. Вторая расчетная схема.

Максимальный изгибающий момент:

М_max2 =172 кгс×м < М_max1 = 318,4 кгс×м, следовательно, все условия удовлетворяются.

Окончательно принимаем профнастил Н57-750-0,6.

Рис.3. Общий вид профилированного листа.

4. Расчет прогона

Прогоны проектируются равномоментными по консольно-балочной схеме. Расчет консольно-балочных прогонов производим по схеме многопролетной статически неопределимой балки с пролетом L=5м, равным шагу балок покрытия. Шаг прогонов В=2.8м.

Кровля имеет уклон i = 1:10. α = 6˚, соs α = 0,99, sin α = 0,104.

Высоту сечения прогона принимаем:

Ширину сечения прогона принимаем:

Принимаем b=100мм.

Найдем нагрузку от собственного веса прогона:

Нагрузка от покрытия:

Нагрузка от собственного веса:

Снеговая нагрузка:

Нормальная составляющая нагрузки q_x:

Максимальный изгибающий момент составляет:

Предельное сопротивление для древесины 2-ого сорта составляет:

Момент сопротивления:

Принимаем сечение из бруса 140190 мм с характеристиками:

Прогиб прогона:

Соединение прогонов между собой выполняется в виде косого прируба с креплением болтом диаметром 20 мм.

5. Расчет и конструирование армированной клеедеревянной балки

Материал балки – древесина 2-го сорта.

Постоянная нагрузка:

Нормативная:

- вес покрытия 113,3 кгс/м², вес прогона 6,17 кгс/м², собственный вес балки 20,51 кгс/м².

Расчетная:

- вес профнастила 144,9 кгс/м², вес прогона 6,79 кгс/м², собственный вес балки 23 кгс/м². Коэффициент надежности по нагрузки принят γ_f=1,1 согласно СНиП 2.01.07-85*.

Временная (снеговая):

Нормативная – 126 кгс/м²;

Расчетная – 180 кгс/м².

Уклон кровли i = 1:10. Следовательно, α =6˚, cos α = 0,99, sin α = 0,104.

Нагрузка на балку, приведенная к горизонтальной плоскости, составляет

Нормативная:

q^н =(q_пⁿ/ cos α + sⁿ)×В×cos α=[(113,3+6,17+20,51)/

0,99+126]×5×0,99=1323,6 кгс/м.

Расчетная:

q =(q_п^p/ cos α + s^p)×В× cos α = [(144,9 + 6,79 + 23)/0,99 + 180]×5×0,99 = 1764,4 кгс/м.

Расчетная схема балки покрытия представляет однопролетную статически определимую балку пролетом равным 28м, загруженную равномерно распределенной нагрузкой (см. рис.2). Согласно расчетной схеме максимальный момент и поперечная сила, определенные по программе «Лира» составляют М сред = 164,971 тс×м, Qоп = 24,7 тс. Расчетное сечение находится в середине балки

Рис.4. Расчетная схема балки покрытия с эпюрами моментов и поперечной силы.

Определяем высоту балки в середине пролета

h_ср = l/20 = 28/20 ≈ 1,4 м.

Определяем высоту балки на консоли

h_оп = h_ср /2 ≈ 0,7 м.

Наименьшая ширина балки прямоугольного поперечного сечения

b = h/6 = 140/6 ≈ 23 см

Опорное сечение балки из условия прочности при скалывании должно удовлетворять условию:

В соответствии с сортаментом досок по высоте ставим 42 доски толщиной 33 мм. Высота балки с h = 42*3,3 = 139 cм. Ширина балки b = 23 см. Все размеры даны с учетом острожки древесины.

Отношение

h/b = 139/23 = 6,04 ≈ 6.

Коэффициент продольного армирования µ=0,01 – 0,035. Принимаем µ=0,015. n=Ea/Eдр=21 – коэффициент приведения для арматуры класса А-II.

Расчетные сопротивления для древесины 2-го сорта равны:

Ru= Rс =150 кгс/см²; Rск=15 кгс/см², Rр=90 кг/см².

Требуемая площадь арматуры в нижнем поясе балки:

Fa=Fдр×µ = 70×23×0,01=31,97

Принимаем 3Ø40 А-II (Аs=37,68 см²).

µ_р= Fa/ Fдр=37,68/139×23=0,011.

Геометрические характеристики:

Рабочая высота сечения:

h₀=hср – а = 139 – 23 ≈116см.

Приведенная площадь сечения:

Fпр = bh₀(1+nµ)=23×116×(1+21×0,011)=3284 см².

Высота растянутой зоны:

Высота сжатой зоны:

Приведенный момент инерции:

I_пр = (bh³/12) × [(1+4nμ)/(1+nμ)]= (23 * 139³ / 12) * [(1+4 * 21 * 0.011) / (1+21 * 0.011)] = 8045221 см⁴

Приведенные моменты сопротивления сжатой и растянутой зоны:

W_пр^с = I_пр / hс = 8045221 / 68,88 =116800,5 см³

W_пр^р = I_пр / hр = 8045221 / 47,12 =170739 см³

Приведенный статический момент относительно древесины:

Приведенный статический момент относительно арматуры:

Расчетная поверхность сдвига клеевого шва арматура-древесина:

D=0,9(n_ст+2)×Øарм+10мм =0,9×(3+2) ×40+10 ≈ 190мм=19см.

Расчет балки выполняется по двум группам предельных состояний.

Проверяем прочность расчетного сечения:

1) по древесине:

σ_Д= М/W^с_пр =164971×10²/116800,5 =1 41,24кгс/см² < R_иm_пm_вm_бm_сл=150×1,2×1×0,8×1=144 кгс/см², условие выполняется.

2) по арматуре:

М×n×К_т/W^р_пр.х=164,971×10⁵×21×1,34 / 170739=2718 кгс/см²а/γ_n=2800 кгс/см².

К_т=1+0,67×q_вр/q_п =1+0,67×180/354,69=1,34

Проверяем прочность опорных сечений:

3) по древесине на действие касательных напряжений:

Q_оп×S_пр/(J_пр×b)=24700×54567/(8045221×23)=7,28 кгс/см² < R_ск/γ_n=15 кгс/см².

4) по клеевому шву арматура-древесина:

Q_оп×S ^а_пр× К_т / (J_пр×D_расч)=24700×37285×1,34 / (8045221×19) =8,07 кгс < R_ск/γ_n=15 кгс.

Проверяем прогиб балки:

f = 3,2см < l/300 = 2800/300=9,3 см – условие выполняется

Проверяем возможность размещения стержней по ширине сечения:

m_ст× (d_а+0,5)+( m_ст+1) ×d_a=3× (4+0,5)+(3+1) ×4=29,5 см > b=23см.

Поскольку разместить стержни в отдельных пазах невозможно, принимаем групповое армирование.

Общая масса балки покрытия:

М = М_др+М_арм =650×0,23×34×(1,39+0,7)/2+9,8×34×3= 6,311 т.

6. Расчет досчато-клееной колонны однопролетного здания

Исходные данные

Здание прирельсового склада производственного назначения, неотапливаемое. Здание по степени ответственности II класса. Здание строится в г. Красноярск (III снеговой район, III ветровой район) в открытой местности. Пролет здания 28м, шаг колонн 5м, длина здания 70м. Высота до низа несущих конструкций покрытия 8,4м.

Покрытие здания из профилированных листов по прогонам консольно-балочного типа и по армированной дощато-клееной двускатной балке.

Колонны проектируем из древесины 3-го сорта. Порода древесины – лиственница.

Рис. 5. Поперечный разрез здания (расчетная схема рамы).

Предварительный подбор сечения колонн

Предельная гибкость для колонн равна 120. При подборе размеров сечения колонн целесообразно задаваться гибкостью 100. Тогда при λ = 100 и распорках, располагаемых по верху колонн,

λ_X = 2,2×H/r_X = 2,2×H/(0,289·h_k) ;

h_k = 2,2×H/(0,289×100) = H/13;

λ_Y = H/r_Y = H/(0,289×b_k) ;

b_k = H/(0,289×100) = H/29;

При высоте здания Н = 8,4 м получим

h_k = H/13 = 8,4/13 = 0.65 м;

b_k = H/29 = 8,4/29 = 0,29 м;

Принимаем, что для изготовления колонн используют доски толщиной 40 мм. Расчетная ширина досок b_р=290мм > b_max=225мм. Поэтому предусматриваем склеивание досок шириной b=120мм и b=170мм (с учетом острожки) с расположение стыков кромок досок по высоте.

После фрезерования (острожки) толщина досок составит 40—7 = 33 мм. С учетом принятой толщины досок после острожки высота сечения колонн будет h = 20·33 = 660 мм; b_k = 290 мм.

Определение нагрузок на колонну

Расчетная схема рамы приведена на рис. 3. Определим действующие на колонну расчетные вертикальные и горизонтальные нагрузки. Подсчет нагрузок горизонтальной проекции дан в табл. 3.

Таблица 2. Подсчет нагрузок на однопролетную раму

Расчетная нагрузка от веса ограждающих конструкций (приложенной с эксцентриситетом е_ст = hк/2+δст/2= 66/2+12/2= 39 см):

G_ст = g_ст×Hк ×В = 8,5 ×8,4 ×5=357 кгс = 0,357 тс.

Постоянную нагрузку и нагрузку от снега прикладываем к верху колонны в виде сосредоточенной силы.

Постоянная нагрузка:

G_пост = 192,49×34×5=8092 кгс =32,723тс.

Снеговая нагрузка:

Р_сн=180×34×5=30600 кгс=30,6 тс.

Нагрузка от ветра на 1п.м. рамы:

w _акт = w_{m акт} ×В = 42,6×5=213 кгс/м = 0,213 тс/м.

w _отс = w_{m отс} ×В = 26,6×5=133 кгс/м = 0,133 тс/м.

Нагрузки от ветра выше низа стропильных конструкций прикладывается в виде сосредоточенной силы, приложенной в уровне верха колонны, собранной с грузовой площади, равной В×h_риг=5×0,7м.

Wакт = w_{m акт} ×В×h_риг=42,6×5×0,7=149 кгс = 0,149 тс.

Wотс = w_{m отс} ×В×h_риг=26,6×5×0,7=93 кгс = 0,093 тс.

Определение усилий в колоннах

Поперечную раму однопролетного здания, состоящую из двух колонн, жестко защемленных в фундаментах и шарнирно соединенных с ригелем в виде балки, рассчитывают на вертикальные и горизонтальные нагрузки. Она является однажды статически неопределимой системой.

Статический расчет рамы здания производиться на ЭВМ при помощи ПК ЛИРА 9.2. Статический расчет рамы проводится по двум сочетаниям усилий:

- на основное с коэффициентом сочетания ψ=1;

- на основное с коэффициентом сочетания ψ=0,9;

Рис.6. Расчетная схема рамы с номерами элементов.

Рис.7. Загружение рамы постоянной нагрузкой.

Рис.8. Загружение рамы снеговой (временной) нагрузкой.

Рис.9. Загружение рамы ветровой нагрузкой (ветер слева).

Рис.10. Загружение рамы ветровой нагрузкой (ветер справа).

По результатам статического расчета можно выделить три наихудшие комбинации усилий для расчета колонны здания:

1) Nmax= 63,323 тс.

Мсоот = 0 тс×м.

Qсоот = 0 тс.

2) Nсоот = 60,263 тс.

Мmax = 6,728 тс×м.

Qсоот = 1,606 тс.

3) Nсоот = 60,263 тс. Nmin = 32,723 тс.

Мmin = - 6,088 тс×м.

Qсоот = 1,227 тс.

Расчет колонн на прочность по нормальным напряжениям и на устойчивость плоской формы деформирования.

Расчет проводится на действие N и М по второй комбинации усилий. Рассчитываем на прочность по формуле, приведенной в п. 4.16 СНиП II-25-80:

М = 6,728 тс×м = 67,28 кН·м; N = 60,363 тс = 603,63 кН.

Расчетная длина (в плоскости рамы)

l₀=2,2×H = 2,2×8.4= 18,48м.

Площадь сечения колонны