Xem mẫu
- ĐỒ ÁN THÉP NGUYỄN DUY PHÍCH
THUYẾT MINH ĐỒ ÁN THÉP
KHUNG NHÀ CÔNG NGHIỆP MỘT TẦNG
Yêu cầu thiết kế: Khung ngang nhà công nghiệp 1 tầng, 1 nhịp.
Các số liệu của nhà:
+ Nhà công nghiệp 1 tầng có nhịp L = 24m
+ Bước cột: B = 6m
+ Chiều dài nhà: 15B = 15 × 6 = 90m
+ Cao trình đỉnh ray: HR = 8.5m
+ Ap lực gió tiêu chuẩn: W0 = 70daN/m2
+ Chiều cao cửa mái: hcm = 2.3m
+ Chiều cao đầu dàn: h0 = 2.2m
1 1
+ Độ võng của dàn: f = ×L = × 24 = 0.24m
100 100
* Ta có cần trục 2 móc cẩu, chế độ làm việc trung bình, sức chịu tải Q =30/5(T) tra
cataloge cầu trục ta được:
+ Loại ray thích hợp: KP70
+ Cao trình từ đỉnh ray đến đỉnh xe con : H1 = 2.75m
+ Nhịp cầu trục: Lct = 22.5m
+ Bề rộng dầm cầu chạy: Bct = 6.3m
+ Khoảng cách tim ray đến mép ngoài: B1 = 0.3m
+ Khoảng cách hai bánh xe dầm cầu chạy: K = 5.1m
+ Khoảng cách an toàn từ cánh dưới của dàn đến vị trí cao nhất của xe con:
c = 0,1m
+ Ap lực bánh xe lên cầu trục lớn nhất : Pmax = 31.5T
+ Ap lực bánh xe lên cầu trục bé nhất : Pmin = 9.5T
+ Trọng lượng xe con : Gxc = 12T
+ Số bánh xe : no = 2
+ Trọng lượng dầm cầu trục : Gdcc = 52T
+ Chiều cao tiết diện ray : hr = 0.2m
+ Chiều sâu chôn móng : Δ(hm) = 1.2m
+ Khoảng cách từ mép ngoài cột đến tâm trục định vị cột: a = 0.25m (a phụ thuộc
vào chế độ làm việc của cầu trục)
+ Khoảng cách từ trục định vị đến tâm ray:
1
λ = × (L-Lct) = 0.5 × (24-22.5) = 0.75m
2
Vật liệu:
+ Dùng thép CT34 có: f = 2100KG/cm2, fv = 1500KG/cm2, E = 2.1 × 106KG/cm2
+ Bulông cấp độ 5.8 có: ftb = 2100KG/cm2, fvb = 1500KG/cm2, fcb =3400KG/cm2
+ Que hàn N42 có: f = 2100KG/cm2, fwf = 1800KG/cm2
+ Dùng phương pháp hàn tay nên β f = 0.7;βs = 1
+ Trọng lượng riêng của thép: γthép = 7.85T/m3
SVTH : NGUYỄN CÔNG LỰC Trang 1
- ĐỒ ÁN THÉP NGUYỄN DUY PHÍCH
+ Bê tông móng đá 1 × 2, cấp độ bền B20 có: Rb = 11.5MPa, Rbt = 9MPa
I. THÀNH LẬP SƠ ĐỒ KẾT CẤU
Từ số liệu yêu cầu thiết kế là loại khung nhà công nghiệp 1 tầng, 1 nhịp, chịu tải
trọng cầu trục lớn do đó chọn sơ đồ khung có liên kết dàn, cột là liên kết cứng và dàn
khung hình thang có mái dốc.
SÔ ÑOÀ
KHUNG 1 NHÒP
II. XÁC ĐỊNH KÍCH THƯỚC THEO PHƯƠNG NGANG NHÀ
1. Xác định kích thước theo phương đứng
a. Cột dưới
+ Chiều cao dầm cầu chạy:
1 1 1 1
hdcc=( ÷ ) × B =( ÷ ) × 6 = (0.5 ÷ 0.75)m
8 12 8 12
⇒ chọn hdcc= 0.75m
+ Chiều cao cột dưới:
Hd = (HR + Δ(hm)) - (hdcc + hr)
= (8.5 + 1.2) - (0.75 + 0.2) = 8.75m
⇒ chọn Hd = 8.75m
b. Cột trên
+ Chiều cao cột trên:
Ht = hdcc + hr + H1 + f + c
= 0.75 + 0.2 + 2.75 + 0.24 + 0.1 = 4.04m
⇒ chọn Ht = 4m
2. Xác định kích thước theo phương ngang
a. Chiều cao tiết diện cột trên
1 1 1 1
ht = ( ÷ ) × Ht =( ÷ ) × 4 = (0.33 ÷ 0.575)
8 12 8 12
⇒ chọn ht = 0.5m
Với Ht – Khoảng cách từ vai cột đến trục thanh cánh dưới của dàn vì kèo
b. Chiều cao tiết diện cột dưới
+ Theo điều kiện cấu tạo ta chọn:
hd = a + λ = 0.25 + 0.75 = 1m
+ Kiểm tra theo điều kiện độ cứng của khung:
SVTH : NGUYỄN CÔNG LỰC Trang 2
- ĐỒ ÁN THÉP NGUYỄN DUY PHÍCH
⎧ 1 8.75
⎪ hd ≥ 11 × H d = 11 = 0.795m
⎪
⎨ ⇒ thỏa điều kiện độ cứng
⎪ h ≥ 1 × ( H + H ) = 4 + 8.75 = 0.6375m
⎪ d 20
⎩ t d
20
Vậy chọn hd = 1m
+ Để đảm bảo an toàn a cần phải thỏa:
a > ht + B1 + D - λ
Với D = 60 mm
Vậy a > 0.5 +0.3 + 0.06 – 0.75 = 0.11m ⇒ (thỏa mãn)
c. Nhịp cửa mái :
1 1 1 1
Lcm = ( ÷ ) × L = ( ÷ ) × 24 = (4 ÷ 12)m
2 6 2 6
⇒ chọn Lcm = 12 m
1 1
+ Chọn độ dốc mái: i= ( ÷ ) = (0.083 ÷ 0.125)
8 12
⇒ chọn i = 0.1 = 10%
12000
2300
500 i =10%
3600 2200
1000 Q=20/5(T)
9250
30000
A B
III. XÁC ĐỊNH TẢI TRỌNG TÁC DỤNG LÊN KHUNG NGANG
* Tải trọng tác dụng lên dàn
1. Tĩnh tải
Gồm có trọng lương bản thân các lớp vật liệu lợp , kết cấu mái panel và hệ
giằng được tính toán rồi lập thành bảng sau:
Tải trọng Hệ số vượt Tải trọng
Loại vật liệu
tiêu chuẩn tải n tính toán
SVTH : NGUYỄN CÔNG LỰC Trang 3
- ĐỒ ÁN THÉP NGUYỄN DUY PHÍCH
(KG/m2) (KG/m2)
2 lớp gạch lá men 80 1.1 88
Lớp vữa xi măng lót 30 1.3 39
Lớp vữa láng làm phẳng và tạo dốc 100 1.3 130
Lớp bêtông xỉ cách nhiệt 60 1.2 72
Tấm panel BTCT 150 1.1 165
Trọng lượng bản thân kết cấu chịu
40 1.1 44
lực: vì kèo, dàn cửa mái, hệ giằng
Tổng cộng 460 538
+ Tổng tải trọng tính toán : Gtt0 = 538 KG/m2 = 5.38KN/m2
+ Độ dốc của mái: i = 10% ⇒ α = arctg i = arctg 0.1 = 5.7°
+ Tải trọng tính toán quy đổi về tải trọng phân bố đều trên diện tích mặt bằng
tt
Go 5.38
gtto = = = 5.407KN/m2
cosα cos 5.7o
+ Tĩnh tải tác dụng lên khung ngang
Gttm = B × gtto = 6 × 5.407 = 32.44KN/m
2. Hoạt tải
Đối với mái panel BTCT tra TCVN 2737-1995 có:
+ Tải trọng tạm thời Ptco = 0.75KN/m2, hệ số vượt tải n = 1.2
+ Hoạt tải tác dụng lên khung ngang (tải trọng tính toán quy đổi trên diện tích mặt
bằng)
Pttm = n × B × Pott = 1.2 × 6 × 0.75 = 5.4KN/m
3. Tải trọng đứng lớn nhất (Dmax) và nhỏ nhất (Dmin) của cầu trục tác dụng
lên vai cột
+ Ap lực của bánh xe cầu trục
Ap lực bánh xe truyền qua dầm cầu trục thành lực tập trung đặt vào vai cột. Khi
xe con chạy về một phía của cầu trục, lực truyền xuống phía đó là Dmax, còn đầu kia là
Dmin.
Để xác định tải trọng đứng của cầu trục truyền xuống cột ta tiến hành vẽ
đường ảnh hưởng của phản lực tại vai cột
+ Tra phụ lục 13 ta có áp lực bánh xe cầu trục:
Pmax =315kN ; Pmin = 95kN
+ Tính áp lực Dmax và Dmin
900 5100 1200 5100
6000 6000
y 3 = 0 .1 5
y 2 = 0 .8
y1 = 1
SVTH : NGUYỄN CÔNG LỰC Trang 4
- ĐỒ ÁN THÉP NGUYỄN DUY PHÍCH
⎧Bct = 6.3m
⎪
Từ kích thước cầu trục tra catalogue ⇒ ⎨
⎪K = 5.1m
⎩
Ta có:
y1 = 1
6000 − 1200
y2 = × y1 = 0.8
6000
6000 − 5100
y3 = × y1 = 0.15
6000
i=1
⇒ ∑y
3
i = y1 + y2 + y3 = 1 + 0.8 + 0.15 = 1.95
Vậy:
i=1
Dmax = n × nc × Pmax × ∑y 3
i
= 1.1 × 0.9 × 315 × 1.95 = 608.1KN
i=1
Dmin = n × nc × Pmin × ∑y
3
i
= 1.1 × 0.9 × 95 × 1.95 = 183.4KN
Với:
n – Hệ số vượt tải, n = 1.1
nc – Hệ số làm việc cấu kiện, nc = 0.9
i=1
∑y
3
i - Tổng tung độ của đường ảnh hưởng phản lực gối tựa tại vị trí các bánh
xe của cầu trục
4. Tải trọng xô ngang của cầu trục
+ Lực hãm xe con
i=1
T = n × nc × Ttto × ∑ y i
3
Khi cầu trục hoạt động nếu xe con đang chạy mà hãm lại tạo ra lực hãm ngang.
Ap lực ngang trên 1 bánh xe.
0.05× ( Q + Gxc )
Ttto =
no
Trong đó:
no – Số bánh xe cầu trục một bên ray, no = 2
Gxc – Trọng lượng xe con, Gxc = 120KN (tra phụ lục 13)
0.05× ( 300 + 120)
⇒ Ttto = =10.5KN
2
Vậy:
T = 1.1 × 0.9 × 10.5 × 1.95 = 21.72KN
5. Tải trọng gió tác dụng lên khung ngang
Vùng xây dựng ở Đồng Nai. Địa hình tương đối trống trải, có một số vật cản
thưa thớt cao không quá 1.5m ⇒ ta chọn dạng địa hình A. Giá trị áp lực gió tiêu
chuẩn Wo = 70daN/m2 = 0.7KN/m2
+ Theo TCVN 2737 - 95. Tải trọng gió tác dụng lên khung bao gồm:
- Gió thổi lên mặt tường dọc được chuyển về thành lực phân bố trên cột khung.
SVTH : NGUYỄN CÔNG LỰC Trang 5
- ĐỒ ÁN THÉP NGUYỄN DUY PHÍCH
- Gió thổi trong phạm vi mái, từ cánh dưới dàn vì kèo trở lên, được chuyển về
thành lực tập trung tại cao trình cánh dưới dàn vì kèo.
9600
-0.8 -0.6
+0.7 -0.6
wd= 15.54KN -0.7 -0.6 wh= 20.05KN
4000 2200
+0.8 -0.5
q d = 3.31KN/m
q d = 5.3KN/m
8750
w
w
24000
a. Tải trọng gió phân bố đều lên cột
+ Tải trọng gió phân bố đều ở phía đón gió
qdw = n × Wo × ko × c × B
Trong đó:
Cao trình đáy vì kèo: HA = Hd + Ht = 8.75 + 4 = 12.75m
n = 1.3
c - Hệ số khí động ở phía đón gió, c = +0.8
ko - Hệ số kể đến áp lực gió theo độ cao và địa hình ⇒ tra bảng lấy dạng
địa hình A ứng với độ cao ≤ 15m, lấy ko1 = 1.213
d
⇒ q w = 1.3 × 0.7 × 1.213 × 0.8 × 6 = 5.3KN/m
+ Tải trọng gió phân bố đều ở phía hút gió
qhw = n × Wo × ko × c’ × B
Với:
c’ - Hệ số khí động ở phía hút gió, c = -0.5
h
⇒ q w = 1.3 × 0.7 × 1.213 × (-0.5) × 6 = -3.31KN/m
b. Lực tập trung gió tác dụng lên dàn
+ Tải trọng tập trung ở phía đón gió
Wd = n × Wo × ktb × B × ∑ ci × hi
Cao trình đỉnh mái: HB = Hd + Ht + ho + (tg5.7 × 6) + hcm
= 8.75 + 4 + 2.2 + 0.6 + 2.3 =17.85m
⇒ tra bảng lấy dạng địa hình B ứng với độ cao ≤ 20m, lấy ko2 = 1.269
Trong khoảng từ cao độ cánh dưới dàn đến đỉnh mái, hệ số k được lấy trung
bình của các giá trị nêu trên :
SVTH : NGUYỄN CÔNG LỰC Trang 6
- ĐỒ ÁN THÉP NGUYỄN DUY PHÍCH
k o1 + k o2 1.213 + 1.269
ktb = = = 1.241
2 2
⇒ Wd = 1.3 × 0.7 × 1.241 × 6 × (0.8 × 2.2 - 0.7 × 0.6 + 0.7 × 1.7 - 0.8 × 0.6) =
13.89KN
+ Tải trọng tập trung ở phía hút gió
Wh = n × Wo × ktb × B × ∑ c,i × hi
= 1.3 × 0.7 × 1.241 × 6 × (-0.5 × 2.2 - 0.6 × 0.6 - 0.6 × 1.7 - 0.6 × 0.6)= -
19.24KN
IV. XÁC ĐỊNH NỘI LỰC TRONG KHUNG NGANG
1. Các giả thiết đơn giản hoá khi giải khung
Tính khung nhằm mục đích xác định nội lực khung: mômem uốn, lực cắt, lực
dọc trong các tiết diện khung. Việc tính khung cứng có các thanh rỗng như giàn
,cột khá là phức tạp, nên trong thực tế đã thay sơ đồ tính toán thực của khung bằng
sơ đồ đơn giản hoá, với các giả thiết sau:
- Thay giàn vì kèo bằng dầm ngang đặc có độ cứng tương đương đặt tại cao
trình cánh dưới dàn, thay cột dưới (rỗng) bằng thanh đặc có độ cứng tương đương.
- Chiều cao cột tính từ đế cột đến đáy giàn vì kèo. Nhịp tính toán là khoảng
cách giữa hai trục cột trên.
- Khi tính với các tải trọng thẳng đứng đặt trực tiếp lên dầm ngang thì bỏ qua
chuyển vị ngang ở đầu cột (Δ = 0)
- Khi tính với các tải trọng không đặt trực tiếp lên dầm ngang thì xem dầm
ngang cứng vô cùng, tức là không có chuyển vị ngang ở nút khung (EJ3 = ∞ ⇒ ϕ
=0)
J J J
- Tính khung giả thiết 1 = 6 ; 3 = 30 ; 3 = 5
J2 J2 J1
2. Xác định nội lực do tĩnh tải mái
tt
Gm= 32.44KN/m
J3
J2
J1
M1
24000
- Để giải tìm nội lực trong biểu đồ M1 ta phân tích thành: M1 = (1-a)+(1-b)
+ Lực dọc trong cột :
L 24
Nd = Gtt × = 32.44 ×
m
= 389.28KN
2 2
+ Momen lệch tâm trong sơ đồ (1-b):
SVTH : NGUYỄN CÔNG LỰC Trang 7
- ĐỒ ÁN THÉP NGUYỄN DUY PHÍCH
hd − ht 1 − 0.5
e= = = 0.25m
2 2
⇒ M = Nd × e = 389.28 × 0.25 = 97.32KNm
a. Xác định nội lực biểu đồ (1-a)
Gọi K là tỷ số về độ cứng giữa dầm ngang và cột
J J
Ta có: 1 = 6 ; h= Hd + Ht = 8.75 + 4 = 12.75m ; 3 = 5
J2 J1
J3 / L J h 12.75
K= = 3 × = 5× = 2.66
J1 / h J1 L 24
L2
−Gtt ×
m
+ MB = 12
K
2× +1
KB
⎧K = 0.837
⎪
Tra bảng Tab 1.2.1 ta có: ⎨ A
⎪K B = −0.891
⎩
2
24
32.44 ×
⇒ MB = − 12 = -223.38KNm
2.66
2× +1
−0.891
KA 0.837
⇒ MA = × MB = × (−223.38) = 209.84KNm
KB (−0.891)
MA + MB
+ Ta có: MC = MD = M B - Ht ×
Hd + Ht
⎛ 209.84 + 223.38 ⎞
= −223.38 - ⎜ 4 × ⎟ = 87.47 KNm
⎝ 8.75 + 4 ⎠
G ×L
tt 2
32.44 × 24 2
+ Giữa nhịp: Mnhịp = m − MB = − −223.38 = 2112.3KNm
8 8
b. Xác định nội lực biểu đồ (1-b)
⎧K A = 0.329
⎪
⎪K = −0.167
Tra bảng Tab 1.2.3 ta có: ⎨ B
⎪K C = −0.698
⎪K = 0.302
⎩ D
Do đó:
+ MA = KA × (-M) = 0,329 × (-97.32)= -32.02 KNm
+ MB = KB × (-M) = -0.167 × (-97.32) = 16.25KNm
+ MC = KC × (-M) = -0.698 × (-97.32) = 67.93KNm
+ MD = KD × (-M) = 0.302 × (-97.32) = -29.39KNm
SVTH : NGUYỄN CÔNG LỰC Trang 8
- ĐỒ ÁN THÉP NGUYỄN DUY PHÍCH
223.38
16.25
67.93
2112.3 29.39
(1 - a) (1 - b)
KNm KNm
209.84 32.02
c. Xác định nội lực biểu đồ M1
M1 = M(1-a) + M(1-b)
+ MA = 209.84 - 32.02 = 177.82KNm
+ MB = -223.38 + 16.25 = -207.13KNm
+ MC = -87.47 + 67.93 = -19.54KNm
+ MD = -87.47 - 29.39 = -116.86KNm
- Lực cắt và lực dọc trong biểu đồ M1
Q1 = Q(1-a) + Q(1-b) ( KN)
N1 = N(1-a) + N(1-b) (KN)
- Gía trị của lực cắt (Q) bằng độ dốc của biểu đồ moment (M)
- Từ biểu đồ lực cắt (Q) suy ra biểu đồ lực dọc (N)
⇒ Biểu đồ nội lực do tĩnh tải mái gây ra
207.13 389.3
+
-
19.54
116.86 2128.55
- +
M1 Q1
(KNm) (KN)
177.82 22.56
22.56
-
- -
N1
(KN)
389.3
3.Tính nội lực do hoạt tải mái
SVTH : NGUYỄN CÔNG LỰC Trang 9
- ĐỒ ÁN THÉP NGUYỄN DUY PHÍCH
Tỷ số giữa hoạt tải và tĩnh tải mái:
tt
Hoaï taû Pm 5.4
t i
m= = tt = 0.17
Tó taû Gm 32.44
nh i
(Nội lực của hoạt tải mái bằng 0.17 lần nội lực của tĩnh tải mái)
tt
Pm= 5.4KN/m
M2
24000
* Nội lực trong sơ đồ M2
M2 = M1 × m
+ MA = 177.82 × 0.17 = 30.23KNm
+ MB = -207.13 × 0.17 = -35.21KNm
+ MC = -19.54 × 0.17 = -3.32KNm
+ MD = -116.86 × 0.17 = -19.87KNm
Tương tự ta có lực cắt và lực dọc trong sơ đồ M2
Q2 = Q1 × m (KN)
N2 = N1 × m (KN)
35.21 66.18
+
-
3.32
19.87 361.85
- +
M2 Q2
(KNm) (KN)
30.23 3.84
3.84
-
- -
N2
(KN)
66.18
4. Tính nội lực do tải trọng đứng cầu trục (Dmax bên trái ; Dmin bên phải)
SVTH : NGUYỄN CÔNG LỰC Trang 10
- ĐỒ ÁN THÉP NGUYỄN DUY PHÍCH
Dmax= 608.1KN Dmin = 183.4KN
M3
M B = 0.0106EJ1 50.78 15.31
M max M min
M C = MD
91.82 27.7
212.23 64.01
O
MΔ MP
(KNm)
M A = 0.026EJ1 100.03 30.17
a. Xác định nội lực trong biểu đồ M∆
+ Moment lệch tâm trong cột
Khoảng cách từ tâm cột dưới đến tâm dầm cầu chạy:
h 1
e = d = = 0.5m
2 2
⎧ D = 608.1KN
⎪
Ta có: ⎨ max
⎪ D min = 183.4KN
⎩
⇒ Mmax = Dmax × e = 608.1 × 0.5 = 304.05KNm
Mmin= Dmin × e = 183.4 × 0.5 = 91.7KNm
⎧K = −4.221
⎪
Tra bảng Tab 1.2.2 ta có: ⎨ A
⎪K B = 1.728
⎩
EJ EJ1
+ M A = K A × 21 = −4.221× = −0.026EJ1
h 12.752
EJ EJ1
+ M B = K B × 21 = 1.728 × = 0.0106EJ1
h 12.752
b. Xác định biểu đồ nội lực M oP
⎧K A = 0.329
⎪
⎪K = −0.167
Tra bảng Tab 1.2.3 ta có: ⎨ B
⎪K C = −0.698
⎪K = 0.302
⎩ D
* Giá trị moment bên cột trái:
+ MA = KA × Mmax = 0.329 × 304.05 = 100.03KNm
+ MB = KB × Mmax = -0.167 × 304.05 = -50.78KNm
SVTH : NGUYỄN CÔNG LỰC Trang 11
- ĐỒ ÁN THÉP NGUYỄN DUY PHÍCH
+ MC = KC × Mmax = -0.698 × 304.05 = -212.23KNm
+ MD = KD × Mmax = 0.302 × 304.05 = 91.82KNm
* Giá trị moment bên cột phải:
+ MA = KA × Mmin = 0.329 × 91.7 = 30.17KNm
+ MB = KB × Mmin = -0.167 × 91.7 = -15.31KNm
+ MC = KC × Mmin = -0.698 × 91.7 = -64.01KNm
+ MD = KD × Mmin = 0.302 × 91.7 = 27.7KNm
c. Lập phương trình chính tắc do chuyển vị ∆ gây ra
R
r11 × Δ + R1P = 0 ⇒ Δ = − 1P
r11
Tra bảng Tab 1.2.2 ta có: K 'B = -5.949
Ta có:
⎛ EJ ⎞
r11 = -2 RB = -2 × ⎜ K 'B × 31 ⎟
⎝ h ⎠
⎛ EJ1 ⎞
= -2 × ⎜ −5.949 × ⎟ = 0.00574EJ1
⎝ 12.753 ⎠
Tra bảng Tab 1.2.3 ta có : K 'B = 1.496
Ta có:
K 'B
R1P = − × ( M max − M min )
h
× ( 304.05 − 91.7) = −24.92KNm
1.496
=−
12.75
Vậy:
R −24.92 4342
Δ = − 1P = − =
r11 0.00574EJ1 EJ1
d. Gía trị nội lực của biểu đồ M3 = M∆ × ∆ + M o P
* Giá trị moment bên cột trái:
× ( −0.026EJ1 ) + 100.03 = −12.86KNm
4342
+ MA =
EJ1
4342
+ MB = × 0.0106EJ1 − 50.78 = −4.75KNm
EJ1
4342
+ MC = × −0.00088EJ1 − 212.23 = −216.06KNm
EJ1
4342
+ MD = × −0.00088EJ1 + 91.82 = 88KNm
EJ1
Với:
⎛ M + MB ⎞
M C = M D = M B − Ht × ⎜ A ⎟
⎝ Hd + Ht ⎠
0.026EJ1 + 0.0106EJ1
= 0.0106EJ1 − 4 × = −0.00088EJ1
12.75
* Giá trị moment bên cột phải:
SVTH : NGUYỄN CÔNG LỰC Trang 12
- ĐỒ ÁN THÉP NGUYỄN DUY PHÍCH
4342
+ MA = × 0.026EJ1 + 30.17 = 143.06KNm
EJ1
4342
+ MB = × −0.0106EJ1 − 15.31 = −61.34KNm
EJ1
4342
+ MC = × 0.00088EJ1 − 64.01 = −60.2KNm
EJ1
4342
+ MD = × 0.00088EJ1 + 27.7 = 31.5KNm
EJ1
⇒ Lực cắt và lực dọc trong biểu đồ M3
4.75 61.34 2.75
-
88 60.2
31.5
216.06 - +
Q3
M3 (KN)
(KNm)
12.86 143.06 23.2 23.2
23.2
- 23.2
+ -
N3
(KN)
2.75 2.75
5. Tính nội lực do tải trọng đứng cầu trục (Dmax bên phải ; Dmin bên trái)
- Tính nội lực trong biểu đồ M4: ta lấy đối xứng biểu đồ nội lực M3 ta được giá
trị và biểu đồ nội lực M4
SVTH : NGUYỄN CÔNG LỰC Trang 13
- ĐỒ ÁN THÉP NGUYỄN DUY PHÍCH
61.34 4.75
Dmin = 183.4KN Dmax= 608.1KN
88
60.2 31.5
216.06
M4
M4 (KNm)
143.06 12.86
2.75
23.2
+
23.2 -
- + - +
Q4 N4
(KN) (KN)
23.2 23.2 2.75 2.75
6. Tính nội lực do tải trọng ngang của cầu trục đặt tại cột bên trái
+ Sơ đồ tải trọng:
750 3250
4000
T = 20.27KN
8750
M5
MB = 0.0106EJ1 38.43
18.1
21.71
MΔ O
MP
(KNm)
M A = 0.026EJ1 24.04
a. Giá trị nội lực của biểu đồ M∆
SVTH : NGUYỄN CÔNG LỰC Trang 14
- ĐỒ ÁN THÉP NGUYỄN DUY PHÍCH
⎧K = −4.221
⎪
Tra bảng Tab 1.2.2 ta có: ⎨ A
⎪K B = 1.728
⎩
EJ EJ1
+ MA = K A × 21 = −4.221× = −0.026EJ1
h 12.752
EJ EJ1
+ MB = K B × 21 = 1.728 × = 0.0106EJ1
h 12.752
b. Giá trị biểu đồ nội lực M o P
Tra bảng Tab 1.2.4 với x = Ht – hdcc = 4 – 0.7 = 3.25m
⎧K A = −0.093
⎪
⎪K = −0.11
Ta có: ⎨ B
⎪K C = 0.07
⎪K = 0.084
⎩ E
Vậy:
+ MA = KA × (-T) × h = -0.093 × (-20.27) × 12.75 = 24.04KNm
+ MB = KB × (-T) × h = -0.11 × (-20.27) × 12.75 = 28.43KNm
+ MC = KC × (-T) × h = 0.07 × (-20.27) × 12.75 = -18.1KNm
+ ME = KE × (-T) × h = 0.084 × (-20.27) × 12.75 = -21.71KNm
c. Hệ số chuyển vị ∆
* Lập phương trình chính tắc:
R
r11 × Δ + R1P = 0 ⇒ Δ = − 1P
r11
Tra bảng Tab 1.2.2 ta có: K 'B = -5.949
Ta có:
⎛ EJ ⎞
r11 = -2 RB = -2 × ⎜ K 'B × 31 ⎟
⎝ h ⎠
⎛ EJ1 ⎞
= -2 × ⎜ −5.949 × ⎟ = 0.00574EJ1
⎝ 12.753 ⎠
Tra bảng Tab 1.2.4 ta có: K 'B = 0.762
Ta có:
R1P = -K 'B × ( −T ) = K 'B × T
= 0.762 × -20.27 = -15.45KN
Vậy:
R 15.45 2692
Δ = − 1P = − =−
r11 0.00574EJ1 EJ1
d. Gía trị nội lực của biểu đồ M 5 = M Δ × Δ + M o
P
* Giá trị moment bên cột trái:
2692
+ MA = − × −0.026EJ1 + 24.04 = 94.03KNm
EJ1
2692
+ MB = − × 0.0106EJ1 + 28.43 = −0.11KNm
EJ1
SVTH : NGUYỄN CÔNG LỰC Trang 15
- ĐỒ ÁN THÉP NGUYỄN DUY PHÍCH
2692
+ MC = − × −0.00088EJ1 − 18.1 = −15.73KNm
EJ1
2692
+ MD = − × 0.0013EJ1 − 21.71 = −25.13KNm
EJ1
Ta có:
⎡ M + MA ⎤
+ ME = M B − ⎢( H t − hdcc ) × B ⎥
⎣ h ⎦
⎡ 0.0106EJ1 + 0.026EJ1 ⎤
= 0.0106EJ1 − ⎢( 4 − 0.75) × ⎥ = 0.0013EJ1
⎣ 12.75 ⎦
* Giá trị moment bên cột phải:
2692
+ MA = − × 0.026EJ1 = −70KNm
EJ1
2692
+ MB = − × −0.0106EJ1 = 28.54KNm
EJ1
2692
+ MC = − × 0.00088EJ1 = −2.37KNm
EJ1
2692
+ MD = − × −0.0013EJ1 = 3.5KNm
EJ1
⇒ Lực cắt và lực dọc trong biểu đồ M5
0.11 28.54
3.5
15.73 2.37
25.13
M5
(KNm)
94.03 70
SVTH : NGUYỄN CÔNG LỰC Trang 16
- ĐỒ ÁN THÉP NGUYỄN DUY PHÍCH
1.2
+ + 7.73
12.54 -
+
7.7
- - +
-
Q5 N5
(KN) (KN)
12.54 7.73 1.2 1.2
7. Tính nội lực do tải trọng ngang của cầu trục đặt tại cột bên phải
- Tính nội lực trong biểu đồ M6: ta lấy đối xứng biểu đồ nội lực M5 ta được
giá trị và biểu đồ nội lực M6
38.54 0.11
750 3250
4000
T = 20.27KN 3.5
2.37 15.73
25.13
8750
M6
M6 (KNm)
70 94.03
1.2 7.73 +
- - 12.54
- 7.7
+ + -
+
Q6 N6
(KN) (KN)
7.73 12.54 1.2 1.2
8. Xác định nội lực do tải trọng gió thổi từ trái qua phải
13.89KN/m 19.24KN/m
5.3KN/m 3.31KN/m
M7
SVTH : NGUYỄN CÔNG LỰC Trang 17
- ĐỒ ÁN THÉP NGUYỄN DUY PHÍCH
MB = 0.0106EJ1 47.39 29.6
31.02 19.4
MΔ O
MP
(KNm)
M A = 0.026EJ1 93.05 58.11
a. Giá trị nội lực của biểu đồ M Δ
⎧K = −4.221
⎪
Tra bảng Tab 1.2.2 ta có: ⎨ A
⎪K B = 1.728
⎩
EJ EJ1
+ MA = K A × 21 = −4.221× = −0.026EJ1
h 12.752
EJ EJ1
+ MB = K B × 21 = 1.728 × = 0.0106EJ1
h 12.752
b. Giá trị biểu đồ nội lực M o
P
⎧K A = −0.108
⎪
Tra bảng Tab 1.2.5 ta có: ⎨K B = −0.055
⎪K = 0.036
⎩ C
* Giá trị moment bên cột trái:
+ MA = KA × qd × h2 = -0.108 × 5.3 × 12.752 = -93.05KNm
w
+ MB = KB × qd × h2 = -0.055 × 5.3 × 12.752 = -47.39KNm
w
+ Mc = KC × qd × h2 = 0.036 × 5.3 × 12.752 = 31.02KNm
w
* Giá trị moment bên cột phải:
+ MA = KA × qw × h2 = -0.108 × (-3.31) × 12.752 = 58.11KNm
h
+ MB = KB × qw × h2 = -0.055 × (-3.31) × 12.752 = 29.6KNm
h
+ Mc = KC × qw × h2 = 0.036 × (-3.31) × 12.752 = -19.4KNm
h
c. Xác định hệ số chuyển vị Δ
* Lập phương trình chính tắc:
R
r11 × Δ + R1P = 0 ⇒ Δ = − 1P
r11
Tra bảng Tab 1.2.2 ta có: K 'B = -5.949
Ta có:
⎛ EJ ⎞
r11 = -2 RB = -2 × ⎜ K 'B × 31 ⎟
⎝ h ⎠
SVTH : NGUYỄN CÔNG LỰC Trang 18
- ĐỒ ÁN THÉP NGUYỄN DUY PHÍCH
⎛ EJ1 ⎞
= -2 × ⎜ −5.949 × ⎟ = 0.00574EJ1
⎝ 12.753 ⎠
Tra bảng Tab 1.2.5 ta có: K 'B = 0.447
Ta có:
R1P = − ⎡K 'B × h × ( qd + qw ) + W d + W h ⎤
⎣ w
h
⎦
= − ⎡ 0.447 × 12.75 × ( 5.3 + 3.31) + 13.89 + 19.24⎤ = −82.2KN
⎣ ⎦
Vậy:
R −82.2 14321
Δ = − 1P = − =
r11 0.00574EJ1 EJ1
d. Gía trị nội lực của biểu đồ M 7 = M Δ × Δ + M o
P
* Gía trị moment bên cột trái:
14321
+ MA = × −0.026EJ1 − 93.05 = −465.4KNm
EJ1
14321
+ MB = × 0.0106EJ1 − 47.39 = 104.41KNm
EJ1
14321
+ MC = × −0.00088EJ1 + 31.02 = 18.42KNm
EJ1
* Gía trị moment bên cột phải:
14321
+ MA = × 0.026EJ1 + 58.11 = 430.5KNm
EJ1
14321
+ MB = × −0.0106EJ1 + 29.6 = −122.2KNm
EJ1
14321
+ MC = × 0.00088EJ1 − 19.4 = −6.8KNm
EJ1
⇒ Lực cắt và lực dọc trong biểu đồ M 7
SVTH : NGUYỄN CÔNG LỰC Trang 19
- ĐỒ ÁN THÉP NGUYỄN DUY PHÍCH
104.41 122.2
18.42 6.8
M7
(KNm)
465.4 430.5
9.44 19.24 81.5
+
- - 61.44
13.89
+ + + -
Q7 N7
(KN) (KN)
81.5 61.44 9.44 9.44
9. Xác định nội lực do tải trọng gió thổi từ phải qua trái
- Tính nội lực trong biểu đồ M8: ta lấy đối xứng biểu đồ nội lực M7 ta được
giá trị và biểu đồ nội lực M8
SVTH : NGUYỄN CÔNG LỰC Trang 20
nguon tai.lieu . vn
