№ п/п
|
Наименование
|
Обозначение
|
Ед. изм.
|
Расчетные
значения
|
|
Высота нижней
части колонны
|
hн
|
м
|
12,2
|
|
Высота верхней
части колонны
|
hв
|
м
|
5,4
|
|
Пролет здания
|
l
|
м
|
27,00
|
|
IH/IB
|
n
|
-
|
14,4
|
|
IP/IB
|
m
|
-
|
29,29
|
|
Шатровая
нагрузка
|
qш
|
кН/м
|
14,34
|
|
Снеговая
нагрузка
|
qсн
|
кН/м
|
14,4
|
|
эксцентриситет
|
е1
|
м
|
0,5
|
|
эксцентриситет
|
е2
|
м
|
0,75
|
|
Максимальное
давление кранов
|
Dmax
|
кН
|
1205,48
|
|
Минимальное
давление кранов
|
Dmin
|
кН
|
397,33
|
|
Коэффициент
пространственной работы
|
aпр
|
-
|
0,466
|
|
Поперечная
тормозная сила
|
Тmax
|
кН
|
43,68
|
|
Высота
подкрановой балки
|
hб
|
м
|
1
|
|
Ветровая
нагрузка на раму с наветренной стороны
|
qa
|
кН/м
|
4,2
|
|
Ветровая
нагрузка на раму с заветренной стороны
|
qп
|
кН/м
|
3,15
|
|
Сосредоточенная
ветровая нагрузка с наветренной стороны
|
Wa
|
кН
|
76,13
|
|
Сосредоточенная
ветровая нагрузка с заветренной стороны
|
Wп
|
кН
|
57,1
|
Статический расчет с помощью программы Statiс
Данные для статического расчета поперечной рамы:
Высота нижней части колонны H_н= 12.200000 м.
Высота верхней части колонны H_в= 5.400000 м.
Пролет здания L= 27.000000 м._н/J_в n= 14.400000_р/J_в m=
29.290000
Шатровая нагрузка q_k= 14.340000 кН/м.
Снеговая нагрузка q_s= 14.400000 кН/м.
Эксцентриситет е1= 0.500000 м.
Эксцентриситет е2= 0.750000 м.
Нагрузка от крана Dmax= 1205.480000 кН.
Нагрузка от крана Dmin= 397.330000 кН.
альфа = 0.466000
Тормозная сила T= 43.680000 кН.
Высота подкрановой балки h_b= 1.000000 м.
Результаты расчета:
Нагрузка 1 2 3 4 5
Постоянная M 155.07 41.26 -55.53 -105.90 -105.90-9.33 -9.33
-9.33 -9.33 9.33-193.59 -193.59 -193.59 -193.59 -193.59
Снеговая M 155.72 41.00 -55.76 -106.35 -106.35-9.37 -9.31
-9.37 -9.37 9.37-194.40 -194.40 -194.40 -194.40 -194.40
Крановая M 33.43 -706.18 218.38 -99.94 -83.05
тележка Q -58.95 -58.95 -58.95 -58.95 33.39
слева N -1204.85 -1204.85 -0.63 -0.63 0.63
Крановая M 206.62 -180.29 97.26 -83.08 -99.94
тележка Q 33.39 33.39 33.39 33.39 -58.95
справа N -396.70 -396.70 0.63 0.63 -0.63
Тормоз M -215.29 38.88 38.88 -40.81 -23.62
у левой Q 20.83 20.83 20.83 -22.85 6.62
вправо N -0.64 -0.64 -0.64 -0.64 0.64
Тормоз M 215.29 -38.88 -38.28 40.81 23.62
у левой Q -20.83 -20.83 -20.83 22.85 -6.62
влево №0.64 0.64 0.64 0.64 -0.64
Тормоз M -92.92 -12.14 -12.14 23.62 40.81
у правой Q -6.62 -6.62 -6.62 -6.62 58.95
влево N -0.64 -0.64 -0.64 -0.64 0.64
Тормоз M 92.95 12.14 12.14 -23.62 -40.81
у правой Q 6.62 6.62 6.62 6.62 -58.95
вправо №0.64 0.64 0.64 0.64 -0.64
Ветер M -1460.78 -104.13 -104.13 296.77 -310.00
слева Q 136.82 85.58 85.58 62.90 70.33
№22.47 22.47 22.47 22.47 -22.47
Ветер M 1415.67 115.70 115.70 -310.00 296.77
справа Q 125.77 87.34 87.34 70.33 62.90-22.47 -22.47 -22.47
-22.47 22.47
4. Расчёт ступенчатой колонны
Необходимо подобрать сечения сплошной верхней и сквозной
нижней частей колонны однопролетного производственного здания (ригель имеет
жесткое сопряжение с колонной). Расчетные усилия указаны в табл. 3.3.:
для верхней части колонны в сечении 1-1 N = -389,92 кН, М =
-606,85 кН×м, Q = -202,76 кН; в сечении 2-2 при том же сочетании
нагрузок (1, 2, 3, 4, 5*) М = 229,95 кН×м.
для нижней части колонны N1 = -1561 кН, М1
= 1793,17 кН×м, (изгибающий момент догружает подкрановую ветвь); N2
= -1345,6 кН, М2 = -1323,30 кН×м, (изгибающий момент
догружает наружную ветвь).
Соотношение жесткостей верхней и нижней частей колонны Iв
/ Iн = 1/14,4; материал колонны - сталь марки С345; бетон фундамента
- класса В15. Конструктивная схема колонны на рис.
4.1 Определение расчетных длин колонны
Расчетные длины для верхней и нижней частей колонны в
плоскости рамы определим по формулам
x1 = m1l1 и lx2
= m2l2.
В однопролетных рамах горизонтальная реакция в верхних узлах
колонн равна нулю и коэффициент m1 зависит от двух
параметров: соотношения погонных жесткостей верхней и нижней частей колонны n =
I2l1 / I1l2 и a1.
Значения m1 в функции этих параметров определим по прил. 12
[1].
Так как Нв/Нн = l2 / l1
= 5400 / 12200 = 0,443 и Iв/Iн = 1/14,4, =-1345,6/-389,92=3,45>3 - следовательно
по табл. 14.1 [1].
m1 = 2, m2 = 3
Таким образом, для нижней части колонны
lx1 = m1l1 = 2*12,2 =
24,4 м;
для верхней lx2 = m2l2 = 3*5,4 =
16,2 м.
Расчетные длины из плоскости рамы для нижней и верхней частей
равны соответственно:
ly1 = Hн = 12,2 м; ly2 = Нв
- hб = 5,4 - 0,755 = 4,645 м
4.2 Подбор сечения верхней части колонны
Сечение верхней части колонны принимаем в виде сварного
двутавра высотой hв = 500 мм = 0,5 м.
Требуемую площадь сечения определим по формуле:
Атр = N/(jвн×R×g)
Для симметричного двутавраx » 0.42×h = 0,42×50 = 21 см; rх » 0,35×h = 0.35×50 = 17,5 см;
x =
ex / rx = M / (N×0.35h) = 60685/(389,92*0,35×50) = 8,89
Значение коэффициента влияния формы сечения h определим по прил. 10
[1]. Примем в первом приближении Ап/Аст=1, тогда
1x
= h× mx = 1,18×8,89 =10,49
По прил. 8 [1] lх =3,02 и m1х
=10,49; jвн = 0,110; Атр = 389,92/(0,11×31,5) » 112,531 см2.
Компоновка сечения: высота стенки hст = hв
- 2tп = 50-2*1,4 =47,2 см (принимаем предварительно толщину полок tп
= 1,4 см).
По табл. 14.2 [1] при m>1 и l>0.8 из условия
местной устойчивости
hст / tст £ (0,9+0,5l)= (0,9+0,5×3,02)=61,63ст ³ 47,2/61,63 = 0,77 см
Принимаем tст = 0,8 см
Требуемая площадь полки
Ап.тр= (Атр - Аст)/2 =
(112,53 -0,8*47,2)/2 = 37,39 см2
Из условия устойчивости верхней части колонны из плоскости
действия момента ширина полки bп ³ ly2 / 20 =
4,4645/20=0,23 м.
из условия местной устойчивости полки по формуле
bсв / tп £ (0,36+0,1)= (0,36+0,1×3,02)=16,72
Принимаемп = 34 см > ly2 / 20 =23
см; tп = 1,4 см; Ап = 34*1,4= 47,6 см2
> Ап.тр=42.35см2;
Геометрические характеристики сечения.
Полная площадь сечения А0 = 2×34×1,4 + 0,8×47.2= 132.96 см2
; ;
ix = см; iy = см
1. Проверка устойчивости верхней части колонны в плоскости
действия момента
;
mx = Mx/(N×rx) =
60685/(389,92×19,02) = 8,18; Aп /Aст = 1,4×34/(0,8×47,2) = 1,26
> 1
Значение коэффициента h определяем по приложению
10 [1] при Aп /Aст = 1:
h = 1,4-0,02=1,4-0,02*2.9=1,34
1x
= mx×h = 1.34×8.18 =10.96; jвн = 0,107
s = N/(jвн×А) = 389.92/(0,107×123.02) =29.62 <31.5 кН
Недонапряжение: 100×(31.5-29.62)/31.5=6%.
2. Проверка устойчивости верхней части колонны в плоскости
действия момента
; jy = 0,791 [1, прил. 7]
Для определения найдем максимальный момент в средней трети расчетной длины
стержня:
кН×м
По модулю Мх ³ Мmax/2 = -606.85/2 =-303.43
кН×м;
mx = Mx×A/N×Wx = 36692×132.96/389.92×2528.9 = 4,95<5
При mx < 5 коэффициент «с» учитывающий влияние
момента Мх при изгибно-крутильной форме потери устойчивости
определяется по формуле:
Здесь a и b определяются по прил. 11 [1]; jб = 1 - коэффициент снижения расчетного сопротивления при потере
устойчивости балок.
a=0,65+0,05×mx=0,65+0,05×4.95=0.90;lс=3,14; b =1=
1/(1+0,9*4,88)=0,19
Поскольку hст/tст = 47.2/0,8 = 59< 3.897.18, следовательно принимаем полную
площадь сечения.
Недонапряжение: 100×(31,5-31,14)/31,5=4,3%.
4.3 Подбор сечения нижней части колонны
Сечение нижней части колонны сквозное, состоящее из двух
ветвей, соединенных решеткой. Высота сечения hн = 1500 мм.
Подкрановую ветвь колонны принимаем из широкополочного двутавра, наружную -
составного сварного сечения из трех листов.
Определяем ориентировочное положение центра тяжести.
Принимаем z0 = 5 см, h0 = hн - z0 =
150 - 5 = 145 см.
см;
у2 = h0 - y1 = 145 - 83,43 =
61,57 см
Определяем усилия в ветвях:
В подкрановой ветви Nв1 = N1= 1345,6кН
В наружной ветви Nв2 = N2= 1561кН
Определяем требуемую площадь ветвей и назначаем сечение.
Для подкрановой ветви Ав1 = Nв1 /jRg; задаемся j = 0,7 0; R = 315 МПа =
31,5 кН/см2 (сталь 345, фасонный прокат), тогда Ав1 =
2134,84 / 0,7×31,5 =96,82 см2
По сортаменту [1, прил. 14] подбираем двутавр 40Б3: Ав1
=73,4 см2, ix1 =3,68 см, iy =16,7 см, h=402.4 мм.
Для наружной ветви Ав2 = 2134,84/ 0,7×31,5 =96,82 см2
(R = 31,5 кН/см2 - листовой прокат стали С345)
Для удобства прикрепления элементов решетки просвет между
внутренними гранями принимаем таким же, как в подкрановой ветви (376,2 мм).
Толщину стенки швеллера tст = 14 мм; высота стенки из условия
размещения сварных швов hст = 425 мм.
Требуемая площадь полок
Ап = (Ав2 - tстhст)/2
= (96,82 - 1,4×42,5)/2 = 18,66 см2.
Из условия местной устойчивости полки швеллера bп / tп
£ (0,38 + 0,08`l)»15.
Принимаем bп =26 см, tп = 1,4 см, Ап
= 36,4см2.
Геометрические характеристики ветви:
Ав2 = 1,4 × 42,5 + 2 × 36,4= 132,3 см2;0
= (1,4×42,5×0,7 + 36,4×2×14,4)/ 132,3= 8,24 см;x2
= 1,4×42,5×7,542 + 2×1,4×263/12 + 36,4×2×6,162 = 3368,8
см4;y = 1,4×42,53/12 +
36,4×18,882×2 = 34905,87 см4;
= ; = .
Уточняем положение центра тяжести сечения колонны:0
= hн - z0 = 150 - 8,24 = 141,76 см;
у2 = 141,76 - 91,18 = 50,58 см.
Определяем усилия в ветвях:
В подкрановой ветви Nв1 = N1= 13451413,38 кН
В наружной ветви Nв2 = N2= 1561кН
Проверка устойчивости ветвей: из плоскости рамы (относительно
оси у-у) lу = 1220 см.
Подкрановая ветвь: lу = lу/iу
= 1220/16,7 = 73,05; jу = 0,666;
s = Nв1/jуАв1 =
1413,38/(0,666×73,4) = 28,91 кН/см2 < 31,5 кН/см2
Недонапряжение:
Наружная ветвь: lу = lу/iу =
1220/16,24 = 75,12; jу = 0,648;
s = Nв2/jуАв2 =
2268,97/(0,648×132,3) = 26,47кН/см2 < 31,5 кН/см2
Недонапряжение:
Из условия равноустойчивости подкрановой ветви в плоскости и
из плоскости рамы определяем требуемое расстояние между узлами решетки:
lх1 = lв1/iх1 = lу = 73,05; lв1
= 73,05× iх1 =39,43×3,68 = 268,82 см
Принимаем lв1 = 228 см, разделив нижнюю часть
колонны на целое число панелей. Проверяем устойчивость ветвей в плоскости рамы
(относительно осей х1 - х1 и х2 - х2).
Для подкрановой ветви: lх1 = 228/3,68 = 65,52; jх = 0,726;
s = Nв1/jхАв1 =
1413,38/(0,726×73,4) = 26,52 кН/см2 < 31,5 кН/см2
Для наружной ветви: lх2 = 228/5,05= 45,16; jх = 0,848;
s = Nв2/jхАв2 =2268,97
/(0,848×132,3) = 20,22 кН/см2 < 31,5 кН/см2
Расчет решетки подкрановой части колонны. Поперечная сила в
сечении колонныmax = -202,76 кН.
Усилие сжатия в раскосе
р = Qmax/2sina = 202,76/(2×0,8) = 126,73 кН
sina = hн/lp
= 150/ = 0,8; a » 53°
Задаемся lр = 100; j = 0,454.
Требуемая площадь раскоса
Ар.тр. = Nр/(jRg) = 126,73/(0,454×31,5×0,75) = 11,82 см2;=
31,5 кН/см2 (фасонный прокат из стали С345); g = 0,75 (сжатый уголок прикрепляемый
одной полкой)
Принимаем ∟100х7.
Ар =
13,8 см2;
imin
= 1,98; lmax = lp/imin = 187,5/1,98 =94,70;
lp = hн/sina = 150/0,8 = 187,5 см; j = 0,493
Напряжения в раскосе
s = Np/(jAp) =
126,73/(0,493×13,8) = 18,62кН/см2 < Rg = 31,5×0.75 = 23,63 кН/см2
Условие выполняется.
Проверка устойчивости колонны в плоскости действия момента
как единого стержня.
Геометрические характеристики всего сечения:
А = Ав1 + Ав2 = 73,4 + 132,3 = 205,7 см2;x
= Ав1у21 + Ав2у22
= 73,4×91,182 + 132,3×50,582 =
948700см4
ix = см; lх = lx1/ix = 2440 /
67,91 = 35,93;
Приведенная гибкость:
lпр =
Коэффициент a1 зависит от угла наклона раскосов - при a = 45…60° можно принять a1 = 27; Ар1 = 2×Ар = 2×13,8= 27,6 см2
- площадь сечения раскосов по двум граням сечения колонны.
lпр = lпр =38,63 = 1,51
Для комбинации усилий, догружающих наружную ветвь (сечение
4-4), N2 = -1561 кН, М2 = 1793,17 кН×м.
m = ;
jвн =
0,372; s = N2 / (jвн×А) = 1561 / (0,372×205,7) = 20,39 кН/см2 < 31,5 кН/см2
Для комбинации усилий, догружающих подкрановую ветвь (сечение
3-3). N1 = -1345,6 кН, М1 = -1323,3 кН×м.
m = ;
jвн =
0,316; s = N2 / (jвн×А) = 1345,6 / (0,316×205,7) = 20,7 кН/см2 < 31,5 кН/см2
Устойчивость колонны, как единого стержня из плоскости действия
момента проверять не нужно, так как она обеспечена проверкой устойчивости
отдельных ветвей.
4.4 Расчет и конструирование узла сопряжения
верхней и нижней частей колонны
Расчетные комбинации усилий в сечении над уступом:
1. М = +280,13 кН×м; N = -245,17 кН
(1,3,4,5*)
. М = -199,43 кН×м; N = -378,54 кН
(1,2,5)
Давление кранов Dmax = 1205,48 кН.
Прочность стыкового шва (ш1) проверяем по нормальным
напряжениям в крайних точках сечения надкрановой части. Площадь шва равна
площади сечения колонны.
-ая комбинация M и N:
наружная полка
s = N / A0 + |M| / W = -245,17/ 132,96
+ |28013| / 2528,9 = 9,23 кН / см2 < Rсв = 31,5 кН /
см2
внутренняя полка
s = N / A0 - |M| / W =-245 / 132,96 -
|28013| / 2528,9 = -11,10 кН / см2 < Rсв = 31,5 кН /
см2
2-ая комбинация M и N:
наружная полка
s = N / A0 - |M| / W = -378,54 / 132,96
- 19943/ 2528,9 =
=-10,73 кН / см2 < Rсв =
31,5*0,85=26,78 кН / см
внутренняя полка
s = N / A0 + |M| / W = -378,54 / 132,96
+19943 / 2528,9 = 5,04 кН / см2 < Rсв = 31,5 кН / см2
Толщину стенки траверсы определяем из условия смятия:
тр ³ Dmax / lсм×Rсм.т×g = 1205,48 / (42×35) = 0,82;
где lсм = bор + 2tпл = 38 +
2×2 = 42 см; Rсм.т = 352,4 МПа = 35 кН / см2
Принимаем tтр = 1,0 см.
Усилие во внутренней полке верхней части колонны (вторая
комбинация)
п = N / 2 + M / hв = -378,54 / 2
+199,43 / 50 = 588,13 кН
Длина шва крепления вертикального ребра траверсы к стенке
траверсы (ш2):
ш2 = Nп / 4kш(bRсвуgсву)ming
Применяем полуавтоматическую сварку проволокой марки Св-10нНМА,
d = 1,4…2 мм, bш = 0,9, bс = 1,05. Назначаем kш = 6 мм,
gсву.ш = gсвус = 0,85; Rсву.ш =;
сву.с
bшRсву.шgсву.ш=0,9×240×0,85=18,4 кН/см2<bcRсву.cgсву.ш = 1,05×220×0,85 = 19,7кН / см2;ш2
= 588,13 / (4×0,6×18,4×0,85) =15,68 см; ш2
< 85bш×kш = 85×0,9×0,6 = 46 см.
В стенке подкрановой ветви делаем прорезь, в которую заводим
стенку траверсы.
Для расчета шва крепления траверсы к подкрановой ветви (ш3)
составляем комбинацию усилий, дающую наибольшую опорную реакцию траверсы. Такой
комбинацией будет сочетание (1,2,5) N = -378,54 кН, M = -199,43 кН×м.
= Nhв / 2hн - M / hн + Dmax0,9
= 378,54×50 / 2×150 +(-199,43) / 150+ 1205,48×0,9 = 1146,69 кН
Коэффициент 0,9 учитывает, что усилия N и М приняты для 2-го
основного сочетания нагрузок.
Требуемая длина шва
ш3 = F / 4kш(bRсвуgсву)ming = 1146,69 / (4×0,6×18,4×0,85) = 30,55 смш3
< 85bш×kш = 85×0,9×0,6 = 46 см.
Из условия прочности стенки подкрановой ветви в месте
крепления траверсы (линия 1-1) определяем высоту траверсы
тр ³ F / 2tст.в.Rсрg = 1146,69 / 2×0.74×0.85×18.39 = 49,57 смст.в.
= 7.4 мм - толщина стенки I 40Б3; Rср = 18,39 кН / см2 -
расчетное сопротивление срезу фасонного проката стали С345. Принимаем hтр
= 50 см.
Проверим прочность траверсы как балки, нагруженной усилиями
N, M и Dmax. Расчетная схема и сечение траверсы приведены на рис.
Нижний пояс траверсы принимаем конструктивно из листа 380 х 20 мм, верхние
горизонтальные ребра - из двух листов 180 х 20 мм.
Найдем геометрические характеристики траверсы.
Положение центра тяжести сечения траверсы:
ун = смx = 48,83 / 12 + 48,8×9,32 + 1.2×38×21,32 + 2×18×1.2× 12,52 = 41343 см4min
= Ix / yв = 41343 / (50 - 21,9) = 1471 см3
Максимальный изгибающий момент в траверсе возникает при 1-ой
комбинации усилий:
Мтр = - Fтр1(hн - hв)
= кН×см
sтр = Мтр
/ Wmin = 22761.5 / 1471 = 15,47 кН / см2 < 31.5 кН /
см2
Максимальная поперечная сила в траверсе с учетом усилия от
кранов возникает при комбинации усилий N = -378,54 кН, М = -199,43 кН×м:
max = Nhв / 2hн - M / hн
+ kDmax0,9 / 2 = 378,54×50 / 2×150 + 19943 / 150+ 1,2×1205.48×0,9/2 = 847 кН
Коэффициент k = 1,2 учитывает неравномерную передачу усилия Dmax.
tтр = Q / tтрhтр = 847 / 1.0×48,8 = 17,36 кН / см2
< Rср = 18.39 кН / см2
4.5 Расчет и конструирование базы колонны
Ширина нижней части колонны превышает 1 м, поэтому
проектируем базу раздельного типа.
Расчетные комбинации усилий в нижнем сечении колонны (сечение
4-4):
1. M1 = 1793,17 кН×м; N1 =
-1561 кН (для расчёта базы наружной ветви)
. M2 = -1323,3 кН×м; N2 =
-1345,6 кН (для расчёта базы подкрановой ветви)
Усилия в ветвях колонны:
Nв1 = N1= 1345,61413,59 кНв2 = N2= 15612268,97кН
База наружной ветви. Требуемая площадь плиты.
Апл.тр. = Nв2 / Rф = 2268,97
/ 0,84 = 2701,15см2;ф = gRб » 1,2×0,7 = 0,84 кН / см2;
Rб = 0,7 кН / см2 (бетон В15)
По конструктивным соображениям свес плиты с2
должен быть не менее 4 см. Тогда В ³ bк + 2с2
= 42,5 + 2×4 = 50,5 см. Принимаем В = 55 см, тогда с2 =4 см.тр
= Апл.тр / В = 2701,15 / 55 = 49,11 см, принимаем L = 50 см; Апл.факт
= 50×55 =2750см2 > Апл.тр. =2701,15 см2
Среднее напряжение в бетоне под плитой
sф = Nв2 / Апл.факт = 2268,97
/2750 = 0,83 кН / см2
Из условия симметричного расположения траверс относительно
центра тяжести ветви расстояние между траверсами в свету равно 2 (bп
+ tст - z0) = 2×(26 + 1,4 - 8,24) = 38,32
см; при толщине траверсы 10 мм с1 = (50 - 38,32 - 2×1,0) / 2 = 4,84 см.
Определяем изгибающие моменты на отдельных участках плиты:
участок 1: (консольный свес с = с1 = 4,84 см)
М1 = sфс2 / 2 = 0,83×4,842 / 2 =
9,72 кН×см
участок 2: (плита, опертая на три канта с = с2 = 7,3
см)
М2 = sфс2 / 2 = 0,83×7,32 / 2 =
22,12 кН×см
участок 3: (плита, опертая на четыре стороны; b/а = 37,62/ 26 = 1,45 > 2; a = 0.078)
М3 = asфa2 = 0,078×0,83×262 = 43,76 кН×см
участок 4: (плита, опертая на четыре стороны; b/а = 37,62 / 10,92= 3,45 > 2; a = 0.125)
М4 = asфa2 = 0,125×0,83×10,922 = 12,37 кН×см
Принимаем для расчета Мmax = М3 = 43,76 кН×см.
Требуемая толщина плиты
tпл = см
R = 300 МПа = 31,5 кН×см2 для стали
С345 толщиной 20-40 мм.
Принимаем tпл = 32 мм (2 мм - припуск на фрезеровку).
Высоту траверсы определяем из условия размещения шва
крепления траверсы к ветви колонны. В запас все усилие в ветви передаем на
траверсы через 4 угловых шва. Сварка полуавтоматическая проволокой марки
Св-10НМА, d
= 1,4…2 мм; kш = 8 мм. Требуемая длина шва определяется по формуле
lш.тр = Nв2 / 4kш(bRсвуgсву)ming = 2268,97/ 4×0,8×0,85×18,4 = 45,33 см < 61,2 см
Принимаем hтр = 50 см.
Проверяем допустимую длину шва:
Требование к максимальной длине швов выполняется. Крепление
траверсы к плите принимаем угловыми швами .
Швы удовлетворяют требованиям прочности. При вычислении суммарной
длины швов с каждой стороны шва не учитывалось по 1 см на непровар.
Приварку торца колонны к плите выполняем конструктивными швами , т.к. эти швы в расчёте не учитывались.
База подкрановой ветви. Требуемая площадь плиты
Апл.тр. = Nв1 / Rф = 1413,59
/ 0,84 = 1682,85 см2;
Принимаем плиту 500350 мм А=50*35=1750 см2
Рассчитываем напряжение под плитой базы:
sф = Nв1
/ Апл.факт = 1413,59 / 1750 = 0,81 кН / см2
Конструируем базу колонны с траверсами толщиной 10 мм, привариваем
их к полкам колонны и к плите угловыми швами. Вычисляем изгибающие моменты на
разных участках для определения толщины плиты:
участок 1: опёртый на 4 канта. (отношение сторон b/а = 37,62 / 7,91 = 4,76 > 2; a = 0.125)
М1 = asфa2 = 0,125×0,81×7,912 = 6,34 кН×см
участок 2: консольный (отношение сторон b/а = 16,55 / 4,88 = 3,39 > 2; a = 0.125)
М2 = sфl2 / 2 = 0,81×4,882 / 2 = 9,64 кН×см
участок 3: М3 = sфl2 / 2 = 0,81×8,222 / 2 = 27,37 кН×см
Принимаем для расчета Мmax = М3 = 27,37кН×см.
Требуемая толщина плиты
tпл = см
R = 315 МПа = 31,5 кН×см2 для стали
С345 толщиной 10-20 мм.
Принимаем tпл = 25 мм
Таким образом, с запасом прочности усилие в колонне полностью
передаётся на траверсы, не учитывая прикрепления торца колонны к плите.
Прикрепление траверсы к колонне выполняется полуавтоматической
сваркой с катетом шва . Толщину траверсы принимаем tтр=10 мм.
Требуемая длина шва определяется по формуле
ш.тр = Nв1 / 4kш(bRсвуgсву)ming =1413,59 / 4×0,8×18,4×0,85 = 28,24 см
Принимаем hтр = 30 см.
Проверяем допустимую длину шва:
Требование к максимальной длине швов выполняется. Крепление
траверсы к плите принимаем угловыми швами .
Швы удовлетворяют требованиям прочности. При вычислении суммарной
длины швов с каждой стороны шва не учитывалось по 1 см на непровар.
Приварку торца колонны к плите выполняем конструктивными швами .
Библиографический список
1.
Лихтарников
Я.М. Расчет стальных конструкций. - К.: Будивельник, 1984.
2.
Стальные
конструкции: СНиП II-23-81*. Нормы проектирования - М.: Стройиздат
4.
Нагрузки и воздействия: СНиП 2.01.07-85. Нормы проектирования - М.: Стройиздат