Проектирование опорных конструкций промышленного здания в г. Новосибирске
1. Технический проект
1.1 Исходные данные
Место строительства г. Новосибирск
Проектирование здания в соответствии со схемой №1
Здание отапливаемое.
Пролеты здания L1 = 24 м, L2 = 24 м
Мостовые краны грузоподъемностью Q = 80/20 т., с режимом работы 5К
Отметка головки кранового рельса 12 м
Длина здания 144 м
Класс бетона фундамента В15
1.2 Компоновка плана промышленного здания
Шаг колонн по средним и крайним пролетам примем 12 м
Пролеты 24 м
Колонны у торцов здания смещают на 500 мм внутрь.
Согласно табл. 42 [2] температурный шов не устраивается при длине 144 м
(температура самой холодной пятидневки t= - 44°C с
обеспеченностью 0,98)
1.3 Компоновка поперечного разреза
Пролеты здания L1 = 24 м, L2 = 24 м
Высота от пола до отметки головки подкранового рельса H1 = 12 м
Отметку уровня пола принимаем нулевой. Здание проектируем с плоской
кровлей (уклон 1.5%) и внутренними водостоками.
Рис. 1 Сетка колонн
Расстояние от головки кранового рельса до низа несущих конструкций
покрытия.
H2 = (Hк + 100) + f =
(3700 + 100) + 400 = 4200 мм,
где Hк + 100 - расстояние от головки кранового рельса до
верхней точки тележки крана плюс зазор между верхней точкой тележки крана и
строительной конструкцией Нк = 3700 мм (по приложению 1 [4])
f -
размер, учитывающий прогиб конструкции покрытия.
Высота цеха
от уровня пола до низа стропильных ферм.
H0 = H1 + H2 = 12000 + 4200 = 16200 мм.
Примем H0 = 16200 (кратно 1800), следовательно, оставляем H1 = 12000 мм
Размеры
верхней части колонны.
Hв = hб + hр + H2 = 1200 + 200 + 4200 = 5600 мм.
где hб - высота подкрановой балки (1/10 пролета - 1,2м);
hр - высота кранового рельса (200 мм).
Окончательно уточняем Hв после расчета подкрановой балки.
Размеры
нижней части колонны.
Hн = H0 - Hв + 1000 = 16200 - 5600 + 1000 = 11600
мм.
Где 1000 мм - заглубление опорной плиты башмака колонны ниже нулевой
отметки пола.
Полная высота
колонны рамы от низа базы до низа ригеля.
H = Hв + Hн = 5600 + 11600 = 17200 мм.
Высота фермы при пролетах 24 метра Hф = 2250 мм.
На здании
есть светоаэрационные фонари Hфн = 4500 мм.
Привязка горизонтальных размеров.
В1 = 400 мм - по прил. 1 [4]
Привязка внешнего края наружной колонны к оси а = 250 мм.
Высота сечения верхней части наружной колонны hвн
= 500 мм (>Нв/12=5600/12=467 мм),
средней - hвс = 700 мм.
Расстояние от оси подкрановой балки до оси колонны l = 750 мм.
Высота сечения нижней части наружной колонны hнн
= 1000 мм, средней - hнс = 1500 мм.
Пролет мостового крана
lк = L - 2l = 24000 - 2 * 750 = 22500 мм.
Рис. 2 Схема поперечной рамы
1.3 Компоновка поперечного разреза
Постоянные нагрузки от массы всех ограждающих конструкций принимаются
равномерно распределенными по длине ригеля.
Таблица 1
Состав покрытия
|
Нормативная нагрузка, кН/м2
|
Коэф. Надежности по
нагрузке gf
|
Расчетная нагрузка, кН/м2
|
1
|
2
|
3
|
4
|
Гравийная защита.
Гидроизоляционный ковер из трех слоев рубероида на мастике. Утеплитель (из
плитного пенополиуретана d = 80 мм, g = 0.5 кН/м3). Пароизоляция из одного слоя рубероида.
Стальной профнастил. Прогоны (решетчатые). Собственный вес металлических
конструкций шатра (фермы, фонари, связи).
|
0.5 0.1 0.05 0.04 0.15
0.2 0.3
|
1.3 1.3 1.2 1.3 1.1 1.05
1.05
|
0.65 0.13 0.06 0.052
0.165 0.21 0.315
|
Итого:
|
qн = 1.34
|
|
q = 1.582
|
Все нагрузки подсчитывают с gn = 0.95 (коэффициент надежности по назначению)
согласно стр. 34 [1].
Равномерно распределенная нагрузка на ригель рамы:
q n
= gn×q×bф / cosa = 0.95×1.582×12/1 = 18.04 кН/м;
где bф - шаг стропильных ферм.
Опорная реакция ригеля рамы:
FпR = qn×l /2 = 18.04×24/2 = 217 кН.
Расчетный вес колонны (согласно табл. 12.1 [4]):
Крайней: Верхняя часть колонны (20% веса):
Gв = 0.95×1.05×0.2×0.4×12×12 = 12 кН.
Нижняя часть колонны (80% веса):
Gн = 0.95×1.05×0.8×0.4×12×15 = 46 кН.
Средней: Верхняя часть колонны (20% веса):
Gвс = 0.95×1.05×0.2×0.4×12×24 = 23 кН.
Нижняя часть колонны (80% веса):
Gнс = 0.95×1.05×0.8×0.4×12×24 = 92 кН.
Поверхностная масса стен 200 кг/м2, переплетов с остеклением
35 кг/м2.
В верхней части колонны (включая вес этой части колонны):
F1 = gn×(1.2×2×(3 + 3.65)×12 + 1.1×0.35×1.2×12) + 12
= 199 кН (gn = 0.95)
В нижней части колонны (включая вес этой части колонны):
F2 = 0.95×(1.2×2×(3 + 2.6)×12 + 1.1×0.35×6×12) + 46 =226 кН
Рис. 3 Постоянные нагрузки на раму
Снеговая нагрузка
Нормативная снеговая нагрузка S0 = 1.5 кН/м2.
При qн/S0 = 1.34/1.5 = 0.89 > 0.8
коэффициент надежности по нагрузке gf = 1.45 (п.5.7 [1]).
Линейная распределенная нагрузка от снега на ригель рамы:
qсн = gn×gf×m×S0×bф = 0.95×1.45×1×1.5×12 = 24 кН/м.
Опорная реакция ригеля:
FсR = 24×30/2 = 360 кН
Рис. 4 Снеговая нагрузка
Вертикальные усилия от мостовых кранов.
База крана K = 4350 мм и
расстояние между колесами двух кранов B2 - K - 2×800 = 3150 мм, а также нормативное
усилие колеса Fк1 max = 350 кН, Fк2 max = 370 кН
Рис. 5 К определению нагрузки от мостовых кранов
Расчетное усилие:
Dmax = gn×(gf×nc×S Fк max×y + gf×Gнn + gf×qнn×bт×b) =
.95×(1.1×0.85×(370×3.34+350×1.62) + 1.05×43.2 + 1.2×1.5×1.5×12) =
.95(1686+45+33) = 1675 кН
где gf× = 1.1 - коэффициент надежности по
нагрузке для крановых нагрузок (п. 4.8 [1]);
nc = 0.85 - коэффициент сочетаний (с. 288 [4]);
y -
ордината линии влияния;
Gнn = 0.3×12×12 = 43.2 кН - нормативный вес
подкрановой балки (согласно табл. 12.1 [4]);
qнn = 1.5 кН/м2 - полезная
нормативная нагрузка на тормозной площадке;
bт - ширина тормозной площадки;
b -
шаг колонн.
F¢k = (9.8×Q + Qk)/n0 - Fk,max = (9.8×80 + 1100)/4 - 370 = 101 кН;
Dmin = 0.95×(1686×101/370+45+33) = 511 кН;
где n0 = 4 - число колес с одной стороны
крана;
Qk = 1100 - масса крана с тележкой;
Q = 80
- грузоподъемность крана
Сосредоточенные
моменты от вертикальных усилий:
Mmax = ek×Dmax = 0.5×1675 = 838 кН×м;min = ek×Dmin = 0.5×511 = 256 кН×м;
k = 0.5×hн = 0.5×1 = 0.5 м - расстояние от оси подкрановой балки до оси,
проходящей через центр тяжести нижней части колонны.
Горизонтальная сила от мостовых кранов.
Передаваемая
одним колесом:
Tнk = 0.05×(9.8×Q + Gт)/n0 = 0.05×(9.8×80 + 380)/4 =14.55 кН;
Gт = 380 - вес тележки, кН.
T = gn×gf×nc×S Tнk×y = 0.95×1.1×0.85×14.55×(3.34+1.62) = 70 кН
Рис. 6 Нагрузки от мостовых кранов
Ветровая нагрузка
Нормативный скоростной напор ветра W0 = 0.45 кПа (III
ветровой район).
Тип местности - Б.
Коэффициенты k для высот:
м - 0.65;
м - 0.9;
м - 1.05
Расчетная линейная ветровая нагрузка:
qb = gn×gf×W0×R×c×B = 0.95×1.2×0.45×0.8×12×k = 4.92×k.
Линейная распределенная нагрузка при высоте:
до 10 м - 4.92×0.65 = 3.20 кН/м;
м - 4.92×0.9 = 4.41 кН/м;
м - 4.92×1.05 = 5.17 кН/м.
q1 = 4.71 кН/м (значение распределенной
нагрузки на уровне верха фонаря).
q2 = 4.07 кН/м (значение распределенной
нагрузки на уровне низа фермы).
Рис. 7. К определению ветровой нагрузки
Сосредоточенные силы от ветровой нагрузки:
Fв = (q1 + q2)×h¢/2 = (4.71 + 4.07)×6.75/2 = 29.63 кН;
F¢в
= Fв×0.6/0.8 = 29.63×0.6/0.8 = 22.22 кН.
Эквивалентные линейные нагрузки:
qэ = qb10×a = 3.20×1.07 = 3.42 кН/м;
q¢э
= qb10×0.6/0.8 = 3.42×0.6/0.8 = 2.57 кН/м.
1.3.1 Подготовка исходных данных для статического расчета рамы.
Назначение жесткостей элементов рамы.
Зададимся соотношением моментов инерции элементов рамы:
J2
= 1; J1/ J2 = 8; J3/ J2 = 2; J4/ J2 = 25;
Рис. 8. Ветровые нагрузки.
где J1 - момент инерции сечения нижней части
крайней колонны;
J2
- момент инерции
сечения верхней части крайней колонны;
J3
- момент инерции
сечения верхней части центральной колонны;
J4
- момент инерции
сечения нижней части центральной колонны;
Вычисление моментов, действующих на раму.
M0
= FпR×0.2 = 217×0.2 = 43 кН/м;
M1
= FпR×e¢ + F1×е = 217×0.05 + 199×0.25 = 61 кН/м;
M2
= FсR×0.2 = 288×0.2 = 58 кН/м;
M3
= FсR×e = 288×0.25 = 72 кН/м;
где 0.2 - эксцентриситет опорной реакции фермы на крайней колонне
относительно оси верхней части колонны.
e¢ = 0.05 м - расстояние от линии приложения опорной реакции фермы на
крайней колонне до центра тяжести сечения нижней части крайней колонны.
e =
0.25 м - расстояние между центрами тяжести сечений верхней и нижней частей
крайней колонны.
Сводная таблица исходных данных для статического расчета рамы.
Таблица 2
J2
|
J1
|
J3
|
J4
|
H, м
|
Hв, м
|
H2, м
|
FRп, кН
|
FRc, кН
|
Dmax, кН
|
Dmax, кН
|
1
|
8
|
2
|
25
|
17.2
|
5.6
|
4.2
|
217
|
288
|
1675
|
511
|
M0, кН×м
|
M1, кН×м
|
M2, кН×м
|
M3, кН×м
|
Mmax,
кН×м
|
Mmin,
кН×м
|
T, кН
|
qэк, кН/м
|
q¢эк, кН/м
|
Fв, кН
|
F¢в, кН
|
43
|
-61
|
58
|
-72
|
38
|
256
|
70
|
3.42
|
2.57
|
29.63
|
22.22
|
1.3.2 Статический расчет рамы
Статический
расчет поперечной рамы выполняется по исходным данным, представленным в таблице
2, с помощью программного комплекса ”RAMA”.
Рис. 9 Схема колонны с положением расчетных сечений
Результаты расчета сведены в таблицу 3.
Расчетные усилия в левой колонне левого пролета от каждой из действующих
нагрузок.
Таблица 3
№ нагр.
|
Вид нагрузки.
|
Коэффициент сочетания nc.
|
Сечения стойки.
|
|
|
|
1-1
|
2-2
|
3-3
|
4-4
|
|
|
|
М, кН×м
|
N, кН.
|
М, кН×м
|
N, кН.
|
М, кН×м
|
N, кН.
|
М, кН×м
|
N, кН.
|
Q, кН.
|
1
|
2
|
3
|
4
|
5
|
6
|
7
|
8
|
9
|
10
|
11
|
12
|
1
|
Постоянная.
|
1
|
-43
|
-217
|
-51
|
-416
|
10
|
-416
|
-7
|
-642
|
-2
|
2
|
Снеговая.
|
1
|
-59
|
-288
|
-69
|
-288
|
13
|
-288
|
-10
|
-288
|
-3
|
|
|
0.9
|
-53
|
-259
|
-62
|
-259
|
12
|
-259
|
-9
|
-259
|
-2.7
|
3
|
Dmax на левой стойке левого пролета.
|
1
|
0
|
0
|
460
|
0
|
-378
|
-1675
|
576
|
-1675
|
82
|
|
|
0.9
|
0
|
0
|
414
|
0
|
-340
|
-1508
|
518
|
-1508
|
74
|
3*
|
Dmax на правой стойке левого пролета.
|
1
|
0
|
0
|
195
|
0
|
-61
|
-511
|
344
|
-511
|
34
|
|
|
0.9
|
0
|
0
|
176
|
0
|
-55
|
-460
|
310
|
-460
|
31
|
4
|
Tmax на левую стойку левого пролета.
|
1
|
0
|
0
|
±95
|
0
|
±95
|
0
|
316
|
0
|
36
|
|
|
0.9
|
0
|
0
|
±86
|
0
|
±86
|
0
|
284
|
0
|
32
|
4*
|
Tmax на левую стойку правого пролета.
|
1
|
0
|
0
|
65
|
0
|
65
|
199
|
0
|
12
|
|
|
0.9
|
0
|
0
|
±59
|
0
|
±59
|
0
|
±179
|
0
|
±11
|
5
|
Ветер слева.
|
1
|
0
|
0
|
-56
|
0
|
-56
|
0
|
-511
|
0
|
-60
|
|
|
0.9
|
0
|
0
|
-50
|
0
|
-50
|
0
|
-460
|
0
|
-54
|
5*
|
Ветер справа.
|
1
|
0
|
0
|
32
|
0
|
32
|
0
|
355
|
0
|
43
|
|
|
0.9
|
0
|
0
|
29
|
0
|
29
|
0
|
320
|
0
|
39
|
2. Проектирование внецентренно сжатой колонны
Таблица 4
Таблица расчетных усилий
№ комбинации
|
Нагрузка и комбинация
усилий
|
Коэфф. сочетания nc.
|
Сечения стойки.
|
|
|
|
1-1
|
2-2
|
3-3
|
4-4
|
|
|
|
М, кН×м.
|
N, кН
|
М, кН×м
|
N, кН.
|
М, кН×м.
|
N, кН.
|
М, кН×м
|
N, кН.
|
Q, кН.
|
1
|
2
|
3
|
4
|
5
|
6
|
7
|
8
|
9
|
10
|
11
|
12
|
1
|
11,21,21,3,41,5
|
|
|
|
|
|
|
|
|
-102
|
-505
|
-120
|
-704
|
-463
|
-2091
|
-518
|
-642
|
-62
|
|
|
0.9
|
1,2
|
1,2,5
|
1,2,3,4,5
|
1,4,5
|
|
|
|
-96
|
-476
|
-163
|
-672
|
-454
|
-2183
|
-802
|
-642
|
-88
|
2
|
1-1,3,4-1,5*
|
|
|
|
|
|
|
|
|
-
|
-
|
504
|
-416
|
-
|
-
|
348
|
-642
|
41
|
|
|
0.9
|
-
|
1,3,4,5*
|
-
|
1,3,4,5*
|
|
|
|
-
|
-
|
487
|
-416
|
-
|
-
|
1115
|
-2150
|
140
|
3
|
11,21,21,3,4-
|
|
|
|
|
|
|
|
|
-102
|
-505
|
-120
|
-704
|
-463
|
-2091
|
-
|
-
|
-
|
|
|
0.9
|
1,2
|
1,2,5
|
1,2,3,4,5
|
-
|
|
|
|
-96
|
-476
|
-163
|
-672
|
-454
|
-2183
|
-
|
-
|
-
|
4
|
1-1,3,4--
|
|
|
|
|
|
|
|
|
-
|
-
|
504
|
-416
|
-
|
-
|
-
|
-
|
-
|
|
|
0.9
|
-
|
1,3,4,5*
|
-
|
1,2,3,4,5*
|
|
|
|
-
|
-
|
487
|
-416
|
-
|
-
|
1106
|
-2409
|
140
|
5
|
1---1,5
|
|
|
|
|
|
|
|
|
-
|
-
|
-
|
-
|
-
|
-
|
-518
|
-642
|
-62
|
|
|
0.9
|
-
|
-
|
-
|
-
|
|
|
|
-
|
-
|
-
|
-
|
-
|
-
|
-
|
-
|
-
|
6
|
1---1,5*
|
|
|
|
|
|
|
|
|
-
|
-
|
-
|
-
|
-
|
-
|
348
|
-642
|
41
|
|
|
0.9
|
-
|
-
|
-
|
-
|
|
|
|
-
|
-
|
-
|
-
|
-
|
-
|
-
|
-
|
-
|
7
|
0.9-
|
-
|
-
|
1,2,3,4,5*
|
|
|
|
|
|
-
|
-
|
-
|
-
|
-
|
-
|
-
|
-
|
140
|
конструкция здание компоновка колонна
2.1 Расчет внецентренно сжатой колонны
Исходные данные.
Расчетные усилия.
Надкрановая часть колонны:
Подкрановая часть колонны:
Материал
конструкции.
Материал
колонны - сталь марки С345 с нормативным сопротивлением - для листов толщиной от 10 до 20 мм
Жесткости
Соотношение
жесткостей верхней и нижней частей колонны:
Jв/ Jн = 1/8 = 0.125
Расчетные длины колонны.
Т.к.
< 0.6 и Nн/ Nв =
2409/704 = 3.42 > 3, то
, =3 (по табл. 14.1 [4])
Расчетные
длины в плоскости рамы:
Расчетные
длины из плоскости рамы:
Подбор сечения верхней части колонны
Сечение верхней части колонны принимаем в виде сварного двутавра высотой hв = 500 мм.
Требуемая площадь сечения
Требуемую площадь сечения определяем из формулы расчета внецентренно сжатых
элементов на устойчивость в плоскости действия момента:
Где:
-коэффициент
условия работы
-
коэффициент для проверки устойчивости, в плоскости действия момента.
Т.о.
по приложению 8 [4], .
Компоновка
сечения
Высота
стенки hст = hв - 2×tп = 500 -
2×14 = 472 мм (предварительно принимаем толщину полок tп = 14 мм)
Из
условия местной устойчивости:
Принимаем
tст = 8 мм.
Требуемая
площадь полки:
Из
условия устойчивости верхней части колонны из плоскости действия момента ширина
полки:
bп ³ lвy/20 = 4400/20 = 220 мм
Из
условия местной устойчивости полки:
Принимаем
bп = 280
мм, tп = 14 мм.
Ап
= 28×1.4 = 39.2 см2 > Ап,тр = 37.1
см2;
bп = 280 > lвy/20
= 4400/20 = 220 мм;
Геометрические
характеристики сечения.
Полная площадь сечения:
А0 = 2×28×1.4 + 0.8×47.2 = 116.2 см2.
Расчетная площадь сечения (с учетом только устойчивой части стенки):
Моменты инерции:
Момент сопротивления:
Радиусы инерции и гибкости:
Проверка
устойчивости верхней части колонны в плоскости действия момента.
Ап/Аст
= 28×1.4/(0.8×47.2) = 1.04,
тогда
согласно табл. 73 [2]
- приведенный
относительный эксцентриситет
По
табл. 74 [2], .
тогда
фактическое напряжение в сечении равно:
Проверка
устойчивости верхней части колонны из плоскости действия момента.
Расчетная
формула имеет вид:
По
прил. 7 [4], .
Определяем
значение , которое зависит от значения относительного
эксцентриситета , который определяется следующим образом.
Для
определения за расчетный момент принимают максимальный момент в
пределах средней трети расчетной длины стержня, т. е. в данном случае высоты
верхней части колонны , но не менее половины наибольшего момента в пределах
верхней части колонны.
Тогда:
при
mx £ 5 согласно
п.п. 5.31 [2]
=1
a=0,65 + 0,05×mx = 0.65 + 0.05×3.9 = 0.85
Рис.
10. Сечение надкрановой части колонны
.2 Подбор сечения нижней части колонны
Сечение нижней части колонны сквозное, состоящее из двух ветвей,
соединенных решеткой. Высота сечения hн = 1000 мм.
подкрановую ветвь колонны принимаем из широкополочного двутавра, наружную - из
гнутого швеллера.
Ориентировочное положение центра тяжести.
z0 = 50 мм.
h0 = h - z0 = 1000 - 50 = 950 мм.
Усилия в ветвях колонны:
Требуемая площадь ветвей колонны:
(задаемся
j = 0.7; R = 31,5 МПа - сталь С345, фасонный прокат).
Принимаем
двутавр 40К1 (А = 173см2, Jx1 = 17290 cм4, i x1 = 10 cм, i y = 17.3 cм).
для
наружной ветви: (задаемся j = 0.6; R = 31.5 кН/см2
- сталь С345, листовой прокат толщиной до 20 мм).
Для
удобства прикрепления элементов решетки просвет между внутренними гранями полок
принимаем таким же, как в подкрановой ветви (360 мм). Толщину стенки швеллера
принимаем равной 14 мм, высота стенки из условия размещения сварных швов hcт = 360 +
14 + 14 = 390 мм.
Требуемая площадь полок:
Ап = (Ав2 - tст×hст)/2 = (58.4 - 1.4×38.8)/2 = 4.1 см2.
Из
условия местной устойчивости полки швелера:
Принимаем
bп = 140
мм, t п = 14
мм, Ап = 1960 мм2 = 19.6 см2.
Рис. 11. Сечение подкрановой части колонны
Геометрические характеристики ветви:
Ав2 = 2×19.6 + 1.4×39 = 93.5 см2;
z0 = (1.4×39×0.7 + 2×19.6×(14/2 + 1.4))/93.5 = 4 см.
Ix2 = 1.4×39×3.32 + 2×1.4×143/12
+ 19.6×2×4.42
= 1994 cм4;
Iy =
1.4×393/12 + 2×14×1.43/12
+ 19.6×2×18.82
= 20782 cм4;
Уточняем
положение центра тяжести сечения колонны:
h0 = h - z0 = 1000 -
40 = 960 мм.
Уточняем
усилия в ветвях колонны:
Проверка
устойчивости ветвей колонны из плоскости действия момента.
Подкрановая
ветвь:
Наружная
ветвь:
Из
условия равноустойчивости подкрановой ветви в плоскости и из плоскости рамы
определяем требуемое расстояние между узлами решетки:
Принимаем
lв1 = 210
см, разделив нижнюю часть колонны на целое число панелей.
Проверяем
устойчивость ветвей в плоскости рамы (относительно осей x1-x1 и x2-x2):
Для
подкрановой ветви:
Для
наружной ветви:
Расчет решетки подкрановой части колонны
Поперечная сила в сечении колонны Qmax = 140 кН. Расчетная сила кроме этого
приближенно не должна быть меньше 0.2A т.е.
,
где
A = 266 см2 - площадь сечения колонны.
Усилие
в раскосе, считая равномерную передачу сил на две плоскости, найдем по формуле:
Где:
- угол наклона раскоса, sina = hh/lp = 100/Ö1002
+ (210/2)2
Зададимся
lр = 100, j = 0.46
Требуемая площадь раскоса:
g = 0.75 - сжатый уголок, прикрепленный одной полкой.
Принимаем уголок 75x9. Ap = 12.83 см2, z0 = 2.18 cм, imin = 1.46 см.
Длина раскоса:
Гибкость:
Напряжение в раскосе:
Проверка устойчивости колонны в плоскости действия момента как единого
стержня.
Геометрические характеристики всего сечения:
А = Ав1 + Ав2 = 173 +93.5 = 266.5 см2;
Jx = Ав1×(y1)2 + Ав2×(y2)2 = 173×(33.7)2 + 93.5×(62.3)2 = 559375 см4;
Где:
при
Ap1
=2×Ap =
2×12.83 = 25.66 см2,-площадь сечения раскосов
по двум граням сечения колонны.
Для
комбинации усилий, догружающих наружную ветвь:
jвн = 0.55;
Для
комбинации усилий, догружающих подкрановую ветвь:
jвн = 0.48;
Устойчивость
сквозной колонны как единого стержня из плоскости действия момента проверять
нет необходимости, так как она обеспечена проверкой устойчивости отдельных
стержней.
2.3 Расчет и конструирование узла сопряжения верхней и нижней частей
колонны
Расчетные комбинации усилий в сечении над уступом:
1) (загружение 1,2,5 )
) (загружение 1,3,4)
Давление
кранов:
Dmax
= 1675 кН.
Прочность
стыкового шва (Ш1) проверяем по нормальным напряжениям в крайних точках сечения
надкрановой части. Площадь шва равна площади сечения колонны.
-я
комбинация M и N:
наружная
полка:
внутренняя
полка:
-я
комбинация M и N:
наружная
полка:
внутренняя
полка:
Толщину
стенки траверсы определяем из условия смятия:
tтр ³ Dmax/lсм×Rсм,т×g =
1675/(49×45) = 0.76 cм;
lсм = bоп + 2×tпл = 45 + 2×2 = 49
см, (принимаем tпл = 2 см,
bоп = 45
см)
Rсм,т = 450 МПа.
Принимаем
tтр = 1 см.
Усилие во внутренней полке верхней части колонны:
Nп = N/2 + M/hв = 416/2 + 50400/50 = 1216 кН.
Длина
шва крепления вертикального ребра траверсы к стенке траверсы:
Применяем полуавтоматическую сварку проволокой марки Св-08А, d = 1.4…2 мм, bш = 0.9,
bс = 1.05.
назначаем kш = 6 мм, gycв = 1, Rycв = 165 МПа.
Составляем
комбинацию усилий, дающую наибольшую опорную реакцию траверсы. Такой
комбинацией будет сочетание.
F = N×hв/2×hн - M/hн + 0.9×Dmax = 672×50/2×100 - (-1630)/100 + 0.9×1675 =
кН.
Высота
траверсы:
где
tст.в =
1.08 - толщина стенки швеллера 40К
Rср = 0.58×Rу = 18.3
кН/см2 - расчетное сопротивление срезу
Принимаем
высоту траверсы 70 см, толщину стенки - tтр = 1.2 см
Нижний
пояс траверсы принимаем конструктивно 360 x 10 мм, верхние
горизонтальные ребра - из двух листов 180 x 10 мм.
Геометрические характеристики траверсы:
Центр
тяжести:
Момент
инерции:
yвт = hтр - yн = 70 - 29 = 41 см
Максимальный
изгибающий момент в траверсе:
M = (N×hв/2×hн - M/hн)×(hн - hв) = (672×50/2×100 -
(-16300)/100)×50 = 16550
кН×см.
Напряжение
в траверсе:
Qmax
= N×hв/2×hн - M/hн + k×0.9×Dmax/2 = 672×50/2×100 - (-18800)/100 +
1.2×0.9×1675/2 = 1303 кН.
=
1.2 - коэффициент, учитывающий неравномерную передачу усилия Dmax.
2.4
Расчет и конструирование базы колонны
Проектируем базу раздельного типа.
Расчетные комбинации усилий в нижнем сечении колонны:
1)
)
Уточняем
усилия в ветвях колонны: База наружной ветви
Требуемая
площадь плиты:
По конструктивным соображениям свес плиты с2 должен быть не
менее 4 см. Тогда
По конструктивным соображениям принимаем В = 50см, Lпл.тр = 30 см. Следовательно фактическая
площадь больше требуемой.
Среднее напряжение в бетоне под плитой:
Расстояние между траверсами в свету:
×(bп + tст - z0) = 2×(14 + 1.4 - 3) = 22.8 cм.
При толщине траверсы 12 мм
с1 = (30 - 22.8 - 2×1.2)/2 = 2.4 cм.
Изгибающие моменты на отдельных участках плиты:
Участок 1(консольный свес с = с1 = 2.4 см):
Участок 2(консольный свес с = с2 =5.5 см):
Участок 3(плита, оперетая на 4 стороны;
b/a = 360/140 = 2.6 > 2, a = 0.125):
Участок 4(плита, оперетая на 4 стороны;
b/a = 360/74 =4.9 > 2, a = 0.125):
Для расчета принимаем М3 = 17.4 кН×см.
Требуемая площадь плиты:
R =
315 МПа для стали C345 толщиной до
20 мм.
Принимаем tпл = 20 мм (2 мм - припуск на
фрезеровку).
Высоту траверсы определяем из условий размещения шва крепления траверсы к
ветви колонны. В запас прочности все усилие в ветви передаем на траверсы через
4 угловых шва. Сварка полуавтоматическая проволокой марки Св-08А, d = 1.4…2 мм, kш = 8 мм.
Требуемая длина шва:
Принимаем
hтр = 20
см.
.4 Расчет анкерных болтов
Требуемое
расчетное усилие в болтах:
Где:
М,
N - момент и нормальные силы, действующие в уровне верхнего обреза фундамента,
определяемые при выборе наихудшего случая загружения.
а
= 75 см - расстояние от оси колонны до
середины опорной плиты подкрановой ветви;
- расстояние между осями анкерных болтов;
Расчетное
усилие в одном болте:
По табл 11 [2] находим ближайший диаметр 36 мм. Длина заделки анкера в
бетон 1300 мм.
Оголовок колонны
Давление со стропильной фермы N = 505 кН. Торец плиты оголовка назначаем 20 мм.
С плиты оголовка давление фермы передается на вертикальные ребра колонны
через их фрезерованные торцы.
Конструктивно принимаем сечение ребра 80x12 мм назначение толщины швов 8 мм, соединяющих опорные ребра
со стенкой колонны.
Принимаем
lр = 20 см
Остальные швы принимаем конструктивно