Многоэтажное транспортное здание. 2

Министерство  образования Республики Беларусь

БЕЛОРУССКИЙ  НАЦИОНАЛЬНЫЙ ТЕХНИЧЕСКИЙ  УНИВЕРСИТЕТ

ФАКУЛЬТЕТ ТРАНСПОРТНЫХ КОММУНИКАЦИЙ

Кафедра «Мосты и тоннели» 
 
 
 
 
 
 

Курсовой  проект

по  дисциплине «Строительные  конструкции»

на  тему: «Многоэтажное  транспортное здание» 
 
 
 
 
 
 
 
 

Выполнил:

ст. группы 114359

Заскевич  И.И.

Руководитель:

Нестеренко  В.В. 
 

   Минск – 2011 

 

Содержание

   1.Объемно-планировочные  решения здания. Компоновка  металлической балочной  клетки………………………………………………3

   2. Расчет вспомогательной стальной балки……………………………….5

   3. Расчет составной главной балки………………………………………...6

   4. Расчет  и конструирование колонны и  ее базы………………………..12

  Список  используемой литературы………………………………………...21

 

    1.Объемно-планировочное  решение здания. 

    Все объемно-планировочное решения многоэтажного транспортного здания продиктованы одной целью - максимальным сокращением стоимости и сроков строительства. 

    Металлические конструкции широко применяют при  возведении различных зданий и сооружений. Благодаря значительной прочности  и плотности металла, эффективности соединений элементов, высокой степени индустриализации изготовления и монтажа, возможности сборки и разборки элементов металлические   конструкции характеризуются сравнительно малым собственным весом, обладают газо- и водонепроницаемостью, обеспечивают скоростной монтаж зданий и сооружений и ускоряют   ввод их  в эксплуатацию.   Основной   недостаток стальных конструкций — подверженность коррозии — устраняется их окраской, покрытием полимерными материалами или смолами, оцинкованием и другими методами защиты. Поэтому экономически выгодным решением будет строительство транспортного здания на основе металлических конструкций.

    Мое здание имеет 3 этажа, т.е. оно является среднеэтажным. Среднеэтажные  здания обладают большими преимуществами по сравнению с малоэтажными.

    В настоящее время происходит увеличение доли многоэтажного и среднеэтажного  строительства, что объясняется: значительной концентрацией в городах различных отраслей промышленности и торговли при дефиците свободных территорий и высокой стоимости освоения участков; увеличением доли реконструируемых предприятий; возрастанием доли эксплуатационных расходов в общей стоимости здания в связи с переходом к искусственным средствам регулирования внутренней среды и возможностью сокращения их в 1,5 раза при переходе от одноэтажного к многоэтажному строительству. 

    Мое здание практически не имеет несущих  и ограждающих стен. Перила и ограждения сделаны из железобетона метровой высоты.

    Гараж оснащен рампой, которая служит для  передвижения транспортных средств на ниже и вышележащие этажи. Радиус рампы более 6 метров, а уклон менее 15 градусов, что обеспечивает плавное и удобное движение по ней.

    Покрытие  выполняется следующим образом: железобетонная плита покрывается  асфальтобетонным полом.

    Основной   недостаток стальных конструкций —  подверженность коррозии. Поэтому колонны  здания окрашиваются, покрываются полимерными  материалами или смолами или оцинковываются.

   Перспективный вид модели гаража приведен на листе 1 графического материала.

   Металлическая балочная клетка имеет вид:

 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 

 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 

 
 
 
 

   Рисунок.1.1- Компановка конструктивной схемы междуэтажного перекрытия 

 

2.Расчет  второстепенной балки

Произведем сбор нагрузок

 

Расчетная погонная нагрузка на балку с учетом коэффициента надежности по назначению задания y_n =0,95

  q = y_n· [(g + v) ·a +q_с,в·y_f] = 0,95 · (41,88 · 1,8 + 0,5 · 1,1)=72,14 кН / м,

где: 0,5 кН/м - собственный вес балки (обычно предварительно назначают 0,3...0,5 кН/м); y_f - коэффициент надежности по нагрузке для собственного веса балки. Материал балки - сталь С245.

Максимальный  изгибающий момент

М = (q·l²)/8=(72,14·6,8²)/8=416,97 кН/м

Требуемый момент сопротивления

W_n,min=M/(y_c· R_y)=416,97·10³/(1,1·240·10⁶)=1579,49 см³

где y_c=1,1-коэффициент условий работы, принимаемый по таблице 6* СНиП II- 23-81*;

R_y —240 МПа - расчетное сопротивление стали С245, принимаемое по таблице 51 СНиП П-23-81*.

По сортаменту принимаем двутавр №50 ,имеющий:

W_x = 1589 см³; I_х = 39727 см⁴; масса одного погонного метра балки 78,5 кг/м.

 Проверяем  высоту балки из условия жесткости  для разрезной балки по формуле

h≥h_min=(1/5,65) ·( R_y/E) ·(l/f_u) ·l=(1/5,65) ·(240·10³/2,06·10¹¹) ·(6,8/0,034) ·6,8=0,29 м

где R_y/E - отношение расчетного сопротивления металла балки к модулю упругости E=2,06·10⁶ Па;

l/f_u - отношение пролета к предельному прогибу (f_u=l/202=0,034 м)

В нашем  случае h = 0,50 метра > h _min = 0,29 метра.

Расчетная погонная нагрузка на балку при q_cв = 78,5 кг/м = 0,785 кН/м

q = 0,95· (41,88 · 1,8 + 0,785 · 1,1) = 72,44 кН / м

Изгибающий  момент

M=(72,44·10³·6,8²)/8=418,7 кН/м

Напряжения

σ=418,7·10³/(1,1·1589·10^-6)=235,54 МПа

Недонапряжение  составляет 2%.При принятии двутавра №55 недонапряжение составляет более 20%, что экономически невыгодно.Поэтому для дальнейшего проектирование принимаем двутавр №50

Фактический относительный прогиб балки будет  равен

f/l₂=(5/384) ·(q_n·l₂³/E·I) =(5/384) ·(48,76·10³·6,8³/2,06·10¹¹·39727·10^-8)=1/409,94<1/207;

где q_n=0,95·((0,74+2,5+25) ·1,8+0,49)=47,76 кН/м;

Условие выполняется.

Начертим  эпюры внутренних усилий 

 
 
 

 
 
 
 
 

 
 
 
 
 
 

Рисунок 2.1.-Эпюры внутренних усилий второстепенной балки 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 

3.Расчет  главной балки

Главная балка воспринимает сосредоточенную  нагрузку от  второстепенных балок, расположенных с шагом а = 1,8 метра.

Материал  балки - сталь С245. Тип сечения - симметричный сварной двутавр из листового  проката.

Расчетная сосредоточенная  нагрузка на главную балку от второстепенной балки будет равна

F=2·(q·l₂)/2+q_с.в·1,8·y_f·y_n=72,44·6,8+2,0·1,8·1,1·0,95=496,35 кН

где q_c.в - собственный вес главной балки, предварительно принимаемый 2,0 кН/м (по опыту проектирования).

Расчетная схема  главной балки показана на рисунке  3.1 

 

 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 

           Рисунок 3.1.-Расчетная  схема и эпюры внутренних усилий главной балки 
 
 

Максимальный  расчетный изгибающий момент в середине пролета балки

M=0,5·F·l₁=0,5·496,35·7,2=1786,86 кН/м

Требуемый момент сопротивления

W_n,min=M/(y_c·R_y)=1786,86·10³/(1,1·240·10⁶)=6768,41 см³ ,

где: y_n =1,1 - коэффициент условий работы, принимаемый по таблице 6* СНиП II- 23-81*; R_v -240 МПа - расчетное сопротивление стали С245, принимаемое по таблице 51 СНиП П-23-81*

Проектируем главную сварную двутавровую балку.

Высоту балки  назначаем с учетом выполнения следующих  условий:

h_w > h_{min ;}h_w≈h_opt ,

где h_w - высота стенки балки.

Минимальная высота сечения балки из условия жесткости  для разрезной балки

h_min=(1/5,65) ·(R_y/E) ·(l/f_u) ·l=(1/5,65) ·(240·10⁶/2,06·10¹¹) ·(7,2/0,036) ·7,2=0,3 м ,

где: (R_y/E) - отношение расчетного сопротивления металла балки к модулю упругости; (l/f_u)- отношение пролета к предельному прогибу (l_u=l/202=7,2/202=0,036 м).

Оптимальная высота балки при минимальных затратах металла

h_opt=k·

=1,15· =94,61см ,

где к - коэффициент, принимаемый для сварных балок с постоянным поперечным сечением равным 1,15; t _w - толщина стенки, назначаемая по эмпирической формуле t _w =7+3·0,3=7,9 и принимаемая в пределах 8... 12 мм, но не менее 6 мм (1 см).

Назначаем высоту балки h = 105 см и толщину стенки t _w =10 мм с учетом размеров листов широкополосной универсальной стали.

Толщину полки t_f принимаем t_f=2· t _w=2·10=20 мм.

Подбор  сечения сварной  балки.

Момент  инерции поперечного сечения  балки

I=W_n,min·(h/2)=6768,41·52,5=355341,5 см⁴

Момент  инерции стенки балки

 

I_w=(t_w·h_w³)/12= t_w·(h-2·t_f)³/12=1·(105-4)³/12=85858,4 см⁴ ,

Момент инерции  поясов относительно центра тяжести  сечения

I_f=I-I_w=355341,5-85858,4=269483,1 см⁴

Площадь полки

A_f=(2·I_f)/h_f²=(2·269483,1/103²)=50,8 см² ,

где h_f ⁼ 105 -2 = 103 - расстояние между осями полок.

Ширина полки  b_f=A_f/t_f=50,8/2=25,4 см.

Принимаем b_f=300 мм

Принимаем сечение  полок 300 на 20мм

 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 

Рисунок 3.2.-Поперечное сечение главной балки (сварные швы не показаны)

Площадь полки 

 A_f=30·2=60 см² ,

Подобранное сечение главной сварной балки показано на рисунке 3.2

Производим проверку принятого сечения на прочность. Для этого вычисляем фактический  момент инерции и момент сопротивления  поперечного сечения балки:

I=(t_w·h_w³)/12+2·(h_f/2)²·A_f= (1·101³)/12+2·(103/2)²·60=404128,4 см⁴;

W= I/(h/2)=404128,4/52,5=7697,68 см³,

Напряжение   σ =M/(y_c·W)=1786,86·10³/(1,1·7697,68·10^-6)=211 МПа<240 МПа.

Условие выполняется.

Проверяем прочность  стенки на срез у опоры

τ=(Q·S)/(I·t_w)=(744,53·10³·4365,1·10⁶)/(404128,4·10⁸·1·10²)=80,4МПа<R_s·y_c=138,6·1,1=

=152,5Мпа.

где S-статический момент полусечения

S=A_f·(h_f/2)+(A_w/2) ·(h_w/4)=60·51,5+1·101²/2·4=4365,1см³

Условие выполняется.

Полная площадь  поперечного сечения балки

A=1·101+2·60=221 см²,

Вес 1 погонного метра балки без ребер жесткости

G=221·100·(7850/10⁶)=173,5кгс/м

С ребрами  жесткости примерно 180 кгс/м (1,8 кН/м), что меньше 2,0 кН/м (задавались в начале расчетов). Перерасчет балки с учетом собственного веса не требуется. 

Расчет  соединения поясов со стенкой.

Сварное соединение поясов со стенкой принимаем с двустронними угловыми швами с применением автоматической сварки в лодочку (в среде углекислого газа) сварочной проволокой марки Св-08Г2С диаметром 3 мм.

Проверка  прочности поясных швов выполняется  на касательные напряжения, возникающие при изгибе балки между полкой и стенкой, которые стремятся сдвинуть полку относительно стенки.

При расчете  по металлу шва

τ_f=(Q·S_f)/(2·I·β_f·k_f)=(744,53·3090)/(2·404128,4·1,1·0,6)=43,1МПа<R_wf·y_wf·y_c=215·1,0·1,1=236,5 МПа

где: S_f- статический момент пояса (сдвигаемого по стыку со стенкой) относительно нейтральной оси:

S_f= A_f·(h_f/2)= 60·51,5=3090 см³

к_f - катет углового шва.

При расчете  по металлу границы сплавления

τ_f=(Q·S_f)/(2·I·β_z·k_f)=)=(744,53·3090)/(2·404128,4·1,15·0,6)=41,3МПа<R_wz·y_wz·y_c=166,5·1,0·1,1=

=183,2 МПа.

Проверка  общей и местной  устойчивости главной  балки.

Потеря  общей устойчивости (выпучивание  в сторону) балки может наступить  тогда, когда сжатый пояс балки не раскреплен в боковом направлении  и напряжения достигли критического значения.

Общую устойчивость балки можно не проверять, если внешняя нагрузка передается на балку через жесткий настил, непрерывно опирающийся на сжатый пояс.

Потеря  местной устойчивости (местное выпучивание) может произойти в стенке или  поясе балки под действием  нормальных (сжимающих) или касательных напряжений. Критическое состояние быстрее наступает в тонких гибких элементах при отношениях высоты к толщине больше предельных.

Проверка  общей устойчивости главной балки.

Проверка  общей устойчивости балки не требуется, так как балка связана со сплошной монолитной железобетонной плитой перекрытия и выполняется условие

l_ef/b_f=180/30=6<[0,35+0,0032·(b_f/t_f)+(0,760-02·(b_f/t_f))·b_f/(h_w+t_f)]· =

=[0,35+0,0032(30/2)+ (0,76-0,02(30/2)) ·30/(101+2)] · =15,88

Проверка  местной устойчивости полки балки.

Проверяем условие

b_ef/ t_f≤[ b_ef/t_f],

где: b_ef =145 мм- расстояние от грани стенки до края поясного листа (полки);

[ b_ef/t_f]=0,5·

=0,5· =14,6

Получаем

b_ef/ t_f=145/20=7,3<[ bef/t_f]=14,6

Условие выполняется. Местная устойчивость полки балки обеспечена.

Проверка  местной устойчивости стенки балки.

Устойчивость  стенки балки не требуется проверять, если при выполнении условий:

(σ_x²-σ_x·σ_y+σ_y²+3·τ_xy)^1/2≤1,15·R_y·y_c;

τ_xy≤ R_s·y_c,

условная гибкость стенки λ_w не превышает значении:

- 3,5- при отсутствии местного напряжения в балках с двухсторонними поясными швами;

Условная гибкость

λ_w =(h_ef/t_w) ·(R_y/E)^1/2=(101/1) ·(240·10⁶/2,06·10¹¹)^1/2=3,41<3,5

Проверка  местной устойчивости не требуется

Стенки  балок следует укреплять поперечными ребрами жесткости, если значение условной гибкости стенки балки λ_w превышает 3,2 при отсутствии подвижной нагрузки и 2,2 - при наличии подвижной нагрузки на поясе балки.

Расстояние  между основными поперечными  ребрами жесткости не должно превышать 2· h_ef при λ_w > 3,2 и 2,5· h_ef при λ_w < 3,2 . Допускается устанавливать ребра жесткости и на расстояниях до 3·h_ef в случае, если обеспечивается общая устойчивость балки, местная - стенки и сжатого пояса (п. 7.10 СНиП П-23-81*). Поперечные ребра следует устанавливать в местах приложения больших неподвижных сосредоточенных грузов и на опорах.

В нашем  случае расстояние между второстепенными  балками составляет 1,8 метра. С другой стороны, расстояние между основными  поперечными ребрами жесткости не должно превышать 2 · h_ef = 2 · 101 = 202 см = 2,02 м. Ребра жесткости ставим в местах опирания второстепенных балок на главную балку, т.е. расстояние между ребрами будет равно 1,8 метра.

В стенке, укрепленной только поперечными  ребрами жесткости, ширина их выступающей части для симметричного парного ребра должна быть b_h ≥h_ef/30+40мм=101/30+40=73,7мм. Принимаем: b_h = 120 мм.

Толщина ребра t_s≥2·b_h·(R_y/E)^1/2=2·120·(240·10⁶/2,06·10¹¹)^1/2=8,19мм.

Из условия свариваемости ребер с поясами главной балки t_s=t_f/3=20/3=6,67 мм. Принимаем t_s=10мм.

 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 

Рисунок3.3 -Вид поперечного ребра жесткости (сварные швы условно не показаны) 

Ребра жесткости прикрепляются к стенке и к поясам балки односторонними непрерывными угловыми швами с k_f^min = 7 мм при полуавтоматической сварке (приложение 7), так как t_max = t_f =20 мм.

Принимаем: b_d=b_f= 300 мм; a = l,5·t_d

Толщина опорного ребра, исходя из обеспечения  расчетного условия на смятие торцевой поверхности ребра, будет равна

t_d=Q_max/( b_d·R_p·y_c)=744,53/(30·336·1,1)=0,67 см.

Конструктивно принимаем t_d = 20 мм . Значение a=1,5·20=30 мм.

Катеты  двусторонних сварных швов, прикрепляющих  опорное ребро к стенке балки, определяются по формуле

k_f=(1/β_z) ·(Q_max/2·85· R_wz ·y_wz·y_c)^1/2=(1/1,15) ·(744,53/2·85·166,5·1·1,1)=0,43 см.

Принимаем k_f= k_{f min}=6 мм.

Проверка  прогиба главной  балки.

Так как  минимальная высота сечения балки  определялась из условия жесткости, проверку прогибов балки можно не делать.

Расчет  узла опирания второстепенной балки на главную.

Стык  осуществляем на болтах нормальной точности класса 4.8 диаметром d = 20 мм.

Определяем  несущую способность одного болта, имеющего один рабочий срез.

Несущая способность по срезу

N_b=R_bs·y_b·A·n_s=160·0,8·3,14·1=40,19 кН/м.

где: A=3,14·d²/4=3,14 см²-расчетная площадь сечения стержня болта; R_bs = 160 МПа - расчетное сопротивление болта на срез, таблица 58* СНиП II-23-81*; y_b- коэффициент условий работы соединения, таблица 35* СНиП II-23-81*

Несущая способность  по смятию листа

N_b=R_bp· y_b· d· t= 450·0,8·2·1=72 кН

где: R_bp- расчетное сопротивление на смятие металла отверстия, таблица 59* СНиП II-23-81*, R_bp =450 МПа для болтов класса точности «В» при R_un =370 МПа для стали С245.

Количество болтов определяем по формуле

n≥N/(yc·N_min)=248,18/(1,1·40,19)=3,9 шт.

Принимаем четыре ряда, по одному болту в каждом . Диаметр отверстий под болты d₀ = d + (2...3) мм =20 + 3=23 мм, где d - диаметр болта. Расстояние между болтами по вертикали должно быть не менее 2,5 d₀ =2,5·23=57,5 мм. Максимальное расстояние между центрами болтов в крайних рядах 8·d₀ =8·23=184 мм или 12 · t_w =12·10=120 мм (t_w - толщина стенки второстепенной балки). Принимаем расстояние между болтами по вертикали равное 60 мм.

Высота  выреза должна быть не менее (t_f +10 мм) =20 + 10 = 30 мм. Принимаем высоту выреза с каждой стороны сечения балки 30 мм.

Расстояния  от центра болта до края элемента: минимальное  вдоль усилия - 2·d₀ = 46 мм; минимальное поперек усилия при обрезных кромках - 1,5· d₀ = 35 мм. Максимальное расстояние от центра болта до края элемента 4· d₀ = 92 мм или 8 · t_w = 80 мм.

Проверяем несущую способность листа (ребра  жесткости), ослабленного отверстиями  для болтов:

N = A_n·R_y·y_c = 1 · (12,0 -1·2) · 240 · 1,1 =264 кН.> 248,18 кН.

Условие выполняется.

Прочность ослабленного опорного сечения второстепенной балки обеспечена, так как

τ=Q_max/A_nt=248,18·10³/34,8·10^-6= 71,3 МПа < R·у_c =138,6·1,1 = 152,5 МПа,

где: A_nt=(h_w’-n·d₀) ·t_w=(44-4·2,3) ·10=34,8 см²; h_w’=500-2·30=440 мм 
 

 

3.Расчет  и конструирование  центрально сжатой  колонны

Грузовая  площадь перекрытия, приходящаяся на колонну: 7,2·6,8 = 48,96  м².

Расчетные нагрузки:

-от  веса перекрытия и собственного  веса второстепенных балок: 4,38+0,785 · 1,1 ·1/1,8=4,85 кН/м²

-от собственного веса главной балки: (1,735·1,1)/6,8=0,28 кН/м²

-полезная  нагрузка: 25·1,5=37,5 кН/м²

-от  собственного веса колонны: 1,1·2·3,6·3=23,76 кН

- Всего  (для трехэтажного здания):3·(4,86+0,28)+3·37,5=15,42+112,5=127,92 кН/м²

Нагрузка  на колонну первого этажа N=(127,92·48,96+23,76) ·0,95=5972,4 кН

Расчет  стержня колонны.

Колонна шарнирно оперта внизу, оголовок колонны шарнирно закреплен от горизонтальных смещений. В соответствии с условиями закрепления концов колонны, определяем расчетную длину стержня:

l_ef=µ·l=1·3,6=3,6м

где: µ - коэффициент расчетной длины (таблица 71а, СНиП II—23-81*); l - высота этажа.

Материал  колонны - сталь С245.

Для определения  требуемой площади сечения, задаемся значением φ₀=0,8 , что соответствует λ₀=62 (таблица 72, СНиП II—23-81*).

Требуемую площадь сечения колонны (рисунок 4.1) определяем по формуле 

  A=N/( φ₀·R_y·y_c)=5972,4·10³/(0,8·240·10⁶·1,1)=282,8 см²

Радиусы инерции  сечения, равноустойчивого относительно главных осей X и У

i_x=i_y=l_ef/ λ₀=360/62=5,81 см

Требуемые габаритные размеры для двутаврового сечения: