Стальной каркас одноэтажного производственного здания
lmax=lp/imin=2351/24.9=94.4, j=0.580.
Напряжения в раскосе:
s=Nр/(j*Ар)=171.9*103/(0.580*1970)=150.3 МПа < Ry*gс=240*0,75=180 МПа.
4.4.4 Проверка устойчивости колонны в плоскости действия момента как единого стержня
Площадь сечения:
А=Ав1+Aв2,
А=14730+19620=34350 мм2.
Момент инерции сечения:
Ix=Aв1*y12+Aв2*y22,
Ix=14730*9672+19620*7262=241140
46669 мм4.
Радиус инерции:
ix=(Ix/А)0,5=(24114046669/34350)0,5=838 мм.
Гибкость:
lx=lx1/ix=34400/838=41.1.
Приведенная гибкость:
lпр=(lx2+α1*А/Арl)0.5,
где Ар1=2*Ар=2*1645=3940 мм2 – площадь сечения раскосов по двум граням сечения колонны;
α1=10*lр3/(hн2*lв1)=10*23513/(17502*3140)=13.5,
где lр – длина раскоса,
hн – проекция длины раскоса на горизонталь,
lв1 – проекция длины раскоса на вертикаль.
lпр=(41.12+13.5*34350/3940)0.5=42.5.
Условная приведенная гибкость:
=λпр*(Ry/E)0.5,
=42.5*(240/20600)0.5=1.45.
Для комбинации усилий, догружающих наружную ветвь:
М4=2207.159 кН*м; N4=3377.461 кН.
Приведенный относительный эксцентриситет:
mef=М4*A*(y2+z0)/(N4*Ix),
mef=2207.159*103*34350*(726+57)/(3377.461*24114046669)=0.73.
По таблице 75 СНиП II-23-81* находим: φе=0.535.
σ=N4/(jе*А)=3377.461/(0.535*34350)=183.8 МПа < Ry=240 МПа.
Для комбинации усилий догружающих подкрановую ветвь:
М3=1986.137 кН*м; N3=3447.64 кН.
Приведенный относительный эксцентриситет:
mef=М3*A*y1/(N3*Ix),
mef=1986.137*34350*967/(3447.64*24114046669)=0.79.
По таблице 75 СНиП II-23-81* находим: φе=0.519.
σ=N3/(jе*А)=3447.64/(0.519*34350)=193.4 МПа < Ry=240 МПа.
Устойчивость сквозной колонны как единого стержня из плоскости действия момента не проверяем, т.к. она обеспечена проверкой устойчивости отдельных ветвей.
4.5 Расчет и конструирование узла сопряжения верхней и нижней частей колонны
Расчетные комбинации усилий в сечении над уступом:
1) М=814.921 кН*м; N=-413.04 кН.
2) М=-155.079 кН*м; N=-672.24 кН.
Давление кранов Dmax=3034.6 кН.
Прочность стыкового шва (ш1, рис.24) проверяем по нормальным напряжениям в крайних точках сечения надкрановой части. Площадь шва равна площади сечения колонны.
1-я комбинация М и N.
Наружная полка:
σwН.п.=N/А0+IMI/Wх=-413.04*103/16720-814.921*106/4045928=-226.1 МПа.
IσwН.п.I=I-226.1I МПа < Ry=240 МПа.
Внутренняя полка:
σwВ.п.=N/А+IMI/W=-413.04*103/16720+814.921*106/4045928=176.7 МПа.
IσwВ.пI=I176.7I МПа < Ry=240 МПа.
2-я комбинация М и N:
Наружная полка:
σwН.п.=N/А0-M/Wх=-672.24*103/16720-(-155.079)*106/4045928=-1.9 МПа.
IσwН.п.I=I-1.9I МПа < Ry=240 МПа.
Внутренняя полка:
σwВ.п.=N/А+M/W=-672.24*103/16720+(-155.079)*106/44045928=-78.5 МПа.
IσwВ.пI=I-78.5I МПа < Ry=240 МПа.
Толщину стенки траверсы определяем из условия смятия:
tтр≥Dmax/(lсм*Rb*g),
где lсм=bop+2*tпл=300+2*20=340 мм,
bop=300 мм; tпл=20 мм; Rр=360 МПа.
tтр≥3034.6/(340*360*1)=24.8 мм, принимаем tтр=25 мм по ГОСТ 82-70*.
Усилие во внутренней полке верхней части колонны (2-ая комбинация):
Nп=N/2+M/hв,
Nп=-672.24/2+(-155.079)*103/700=-557.7 кН.
Длина шва крепления вертикального ребра траверсы к стенке траверсы (ш2):
Lш2=Nп/(4*kf*βf*Rwf*gwf)<85*βf.*kf,
Lш2=557.7/(4*8*0,9*180*1)=107.6 мм < 85*0,9*8=612 мм.
Принимаем полуавтоматическую сварку проволокой марки Св-08А, d=1,4 .2 мм.
В стенке подкрановой ветви делаем прорезь, в которую заводим стенку траверсы.
Для расчета шва крепления траверсы к подкрановой ветви (ш3) принимаем вторую комбинацию усилий, дающую наибольшую опорную реакцию траверсы F:
М=-155.079 кН*м; N=-672.24 кН.
F=N*hв/2*hн+M/hн-0,9*Dmax.
F=-672.24*700/(2*1750)+(-672.24)*103/1750-0,9*3034.6=-2954.2 кН.
Требуемая длина шва:
Lш3=F/(4*kf*βf*Rwf*gwf) < 85*βf.*kf,
Lш3=2954.2/(4*9*0,9*180*1)=506.5 мм < 85*0,9*9=688.5 мм.
Из условия прочности стенки подкрановой ветви в месте крепления траверсы определяем высоту траверсы hтр:
hтр≥F/(2*tw*Rs*g),
где tw=17.5 мм – толщина стенки двутавра подкрановой ветви.
hтр≥2954.2*103/(2*17.5*140*1)=1205.8 мм.
Принимаем высоту траверсы hтр=1500 мм.
Проверим прочность траверсы как балки, нагруженной усилиями N, M, Dmax.
Максимальная поперечная сила в траверсе:
Qmax=N*hв/2*hн+M/hн-k*0,9*Dmax/2,
где k=1,2 – коэффициент, учитывающий неравномерную передачу усилия Dmax.
Qmax=-672.24*700/(2*1750)+(-155.079)/1750-1,2*0,9*3034.6/2=-1955.3 кН.
Касательное напряжение:
τтр=Qmax/(tтр*hтр),
τтр=1955.3/(25*1500)=52.1 МПа < Rs=140 МПа.
Рисунок 24. Соединение верхней и нижней частей колонны
4.6 Расчет и конструирование базы колонны
4.6.1 Определение расчетных усилий
База колонны представлена на рисунке 25.
Расчетные комбинации усилий в нижнем сечении колонны (сечение 4–4):
1) M=2207.16 кH*м; N=-3377.46 кH (для расчета базы наружной ветви);
2) M=-1425.54 кH*м; N=-3377.46 кH (для расчета базы подкрановой ветви).
Усилия в ветвях колонны:
- в подкрановой ветви:
Nв1=N*y2/h0+M/h0,
Nв1=3377.5*726/1693+1425.5*103/1693=2290.36 кН;
- в наружной ветви:
Nв2=N*y1/h0+M/h0,
Nв2=3377.5*967/1693+2207.2*103/1661=3232.86 кН.
4.6.2 База наружной ветви
Подберем плиту базы и траверсы наружной ветви колонны.
Требуемая площадь плиты:
Апл.тр=Nв2/(Rb*γ),
Апл.тр=3232.86/(8.5*1.2)=316947 мм2.
По конструктивным соображениям свес плиты с2 принимаем не менее 40 мм. Тогда:
В³bk+2*с2=597+2*40=677 мм, принимаем В=700 мм, тогда
с2=(В-bk)/2=(700-597)/2=51.5 мм.
Требуемая длина плиты:
Lтр=Апл.тр/В,
Lтр=316947/700=453 мм, принимаем L=500 мм.
Фактическая площадь плиты:
Апл.факт=B*L,
Апл.факт=700*500=350000 мм2.
Среднее напряжение в бетоне под плитой:
sb=Nв2/Апл.факт,
sb=3232.86*103/350000=9.24 МПа.
Из условия симметричного расположения траверс относительно центра тяжести ветви расстояние между траверсами в свету равно:
p=2*(bf+tw-z0),
p=2*(220+18-57)=362 мм.
Толщину траверсы принимаем tтрав=14 мм, тогда свес плиты с1 будет равен:
c1=(L-p-2*tтрав)/2,
c1=(500-362-2*14)/2=55 мм.
Определяем изгибающие моменты на отдельных участках плиты (на 1 м):
- участок 1 (консольный свес с=с1=55 мм):
M1=σb*c12/2=9.24*552/2=14.0 кН*м;
- участок 2 (консольный свес с=с2=51.5 мм):
M2=σb*c22/2=9.24*51.52/2=12.2 кН*м;
- участок 3 (плита, опертая на четыре стороны):
b/a=562/220=2.6 => α=0.125.
Скачать реферат