Стальной каркас одноэтажного промздания

 

5.3 Подбор сечения подкрановой   части сплошной колонны.

Материал: сталь  марки С245 по ГОСТ 27772-88*, R_y=240 МПа, γ_с=1 [6, табл.6*, стр.8 ]. Сечение нижней части колонны сплошное h=1000 мм. Подкрановая ветвь колонны – прокатный двутавр, шатровая ветвь выполнена из листа. Эти ветви объединены друг с другом сплошным листом (стенкой). Длина подкрановой части колонны составляет 15,17м. Расчетные длины составляют: l_ef,x = 39,56м, l_ef,y = 15,17м. Расчетное сочетание усилий

при догружении подкрановой ветви:

 N₁= -1694,7  M₁= 669,86 кН∙м  Q₁= -56,76 кН

 при догружении  шатровой ветви:

 N₂= -1712,2 M₂=-536,2 кН∙м  Q₂= 45,73кН;

 

 

Сечение нижней части колонны.

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

Требуемую площадь  сечения определяем исходя из комбинаций с наибольшими значениями N и M:

e=M₁/N₁=669,86/1694,7=0,3953 м=39,53 см.

(*=0.48для данного типа сечения).

;  

Определим площади  подкрановой (А_f1) и шатровой (А_f2) ветвей, исходя из действующих в них усилий, равных, соответственно, S₁ и S₂.

Центр тяжести  сечения находится примерно на расстоянии Y₁≈0.4h=40 см от оси подкрановой ветви. Тогда:

S₁=N₁*y₂/h + M₁/h= 1694,7*0,6 / 1 + 669,86 / 1 = 1686,7 кН;

S₂=N₂*y₁/h + M₂/h=1712,2*0,4 / 1 + 536,2 / 1 = 1221 кН;

A_f1=S₁/0,8R_yγ_c= 1686,7 /(24*1*0,8)=87,85 см²;

A_f2=S₂/0,8R_yγ_c= 1221/(24*10,8) = 63,6 см².

Назначаем сечение подкрановой  ветви с учетом требований жесткости  стержня колонны  Принимаем b=1517/30=48,935см. Принимаем двутавр 50Б1 по ГОСТ 26020-83 (b_f=49,2 см, t_f1=0,88 см; A_f1=92,98 см², I_fx1=1606 см⁴, I_y=37160 см⁴, b₁=20см).

Кроме требований жесткости для  шатровой ветви должна быть обеспечена местная устойчивость свесов поясного листа:

Выбираем  поясные листы b=360мм, t_f=18мм (A_f2=64,8см²).

_{Требования  местной устойчивости свесов поясного листа  выполнены. Определяем необходимую толщину  стенки. Исходя из требований экономии металла, стенку в таких колоннах обычно принимают  толщиной 8-14 мм. При  этом гибкость задают в пределах hw/tw = 80-120. С учетом перечисленных выше требований принимаем стенку толщиной tw = 10 мм.}

_{Высота  стенки hw= hef  =100-0,88*0,5-1,8=97,76 см.}

_{Площадь стенки Aw= hef*tw= 1*97,76 = 97,76 см².}

_{Геометрические  характеристики подобранного сечения:}

_{А = 92,98+64,8+97,76=255,54 см².}

_{Уточним положение центра тяжести сечения  относительно оси  подкрановой ветви  Х1:}

; ; ; ; ;

у₂=100 – 43,998 – 1,8/2=55,102 см.

Проверочная часть.

Предварительно  проверим местную устойчивость стенки по п. 7.14*[6]:

Предельная  гибкость стенки при  (табл. 27 [6]):    _{принимаем 2,3}

^{Тогда - устойчивость стенки не обеспечена.}

^{Вследствие  невыполнения требований п. 7.14 [6] возникают  два пути по конструированию  сечения:}

^{первый  – либо увеличить  толщину стенки, либо установить по ней  продольные ребра  для обеспечения  местной устойчивости;}

^{второй  – не учитывать  в проверочных  расчетах на общую  устойчивость среднюю  часть стенки, подверженную выпучиванию из своей  плоскости.}

^{Выберем второй путь, как  наиболее экономически целесообразный.}

 

^{Проверка  колонны на комбинацию усилий, догружающих подкрановую ветвь}

^{Проверку  общей устойчивости в плоскости действия момента}

^{выполняем в соответствии с  п. 5.27*[6].}

;.

; ;

По табл. 73 [6] п.6 определяем η. Для этого вычислим a₁/h=0,5b₁/h = =0,5*20/100 = 0,1 и . Находим .

Для : .

:

.

:

; .

По табл. 74 [6] определяем φ_е при m_ef=1,3854 и : φ_е=0,3568

В соответствии с п.7.20* [6], поскольку устойчивость стенки не обеспечена, принимаем редуцированную площадь сечения A_red (без площади участка стенки, теряющего местную устойчивость).

Площадь A_red вычисляем по п. 7.20* [6]. Для этого определим

A_red = A - (h_ef - h_red) t = 255,54 – (97,76-59,473)∙1=217,25 см².

Проверка  общей устойчивости: . Устойчивость в плоскости действия момента обеспечена. Недонапряжение 8%.

 

Проверка  устойчивости стержня из плоскости  действия момента

 – относительно оси Y по п. 5.31 [6].

Для λ_у=115,4  φ_у=0,4461 (табл. 72[6]).

При λ_у=115,4 ≤    φ_с=0, 59961

β=,

 

α=0,65+0,05m₁=0,65+0,05*1,3854=0,7193 (по табл. 10[6]).

Коэффициент

;

Устойчивость  из плоскости действии момента не обеспечена.

Среднее сечеие по длине стержня нижней части  колонны закрепим распорками.

Lef,y=758,7

Для λ_у=57,7  φ_у=0,8158 (табл. 72[6]).

При λ_у=57,7 ≤    φ_с=0, 59961

β=,

 

α=0,65+0,05m₁=0,65+0,05*1,3854=0,7193 (по табл. 10[6]).

Коэффициент

;

Устойчивость  из плоскости действии момента обеспечена.

 

Проверка колонны на комбинацию усилий догружающих шатровую ветвь.

Проверка общей устойчивости в  плоскости действия момента:

;. ;

; ;

По табл. 73 [6] п.5 определяем η. Для этого вычислим

для : .

для : .

для : .

В результате получим: .

По табл. 74 [6] определяем φ_е при m_ef= 1,3876 и : φ_е=0,3622.

. Устойчивость в плоскости действия момента обеспечена. Недонапряжение 9%.

Проверка устойчивости стержня  из плоскости действия момента

относительно оси У 

Для λ_у=57,7  φ_у=0,8185 (табл. 72[6]).

При λ_у=57,7 ≤   

β=,

 

α=0,65+0,05m₂=0,65+0,05*9764=06988 (по табл. 10[6]).

Коэффициент

;

Устойчивость  из плоскости действии момента обеспечена.

 

Далее, в  соответствии с п. 7.21* [6] устанавливаем  поперечные ребра в колонне с  шагом (2.5 – 3)h_ef = 250 см, так как                 

 

    Ширина выступающей части ребра:

            , ,   b_h ³ 72,5 мм,

после округления до размера кратного 10 мм, получим  b_h = 80мм.

  Толщина ребра:

 

 ,        ,

                                          

принимаем по сортаменту  ts = 6 мм.

 

 

 

 

Расчёт  и конструирование оголовка колонны

Толщину опорной плиты назначают  из конструктивных соображений не менее 20 мм.

Высота ребер назначается из условия прочности сварных швов, крепящих рёбра к стенке колонны  и не менее 0,6h, где h – высота сечения колонны:

Требуемая длина  сварного шва:

,

Катет шва  принимаем по наименьшей толщине  свариваемых элементов k_f=10 мм.

,

где N – продольная сила в колонне, =215 МПа;

= 108,595см,

            28,15 см, примем h_s=30 см

Принятая высота ребра  ограничивается величиной:

     

Толщину ребра t_s назначаем из условия среза:

  , где Q = N/2, Q = 871,652/2 = 435,826 кН, а R_s=0,58*R_y = 13,92

   назначаем  =1,6см

b_s = (b_f - t_w)/2 = 35/ 2 = 17,5 см

Из условия местной  устойчивости:

 Условие выполняется.

Проверяем стенку колонны  на прочность по срезу в сечениях, где примыкают консольные ребра:

, где        =18,16 кН/см²

18,16 кН/см² < 13,92 кН/см²,

примем  толщину стенки 1,2

                 =13,61 кН/см²

  12,10 кН/см² < 13,92 кН/см²,

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

5.4 Расчёт  и конструирование базы колонны

Для расчёта  опорной плиты принимаем сочетание  усилий с наибольшей    продольной силой и изгибающим моментом:

,

имеем также  расчётное сочетание усилий для  конструирования анкерных болтов:

 

 

 Материал фундамента – бетон класса В15 R_b=0,85 кН/см2. Локальное сопротивление смятию бетона R_b,loc под подошвой фундамента принимается в зависимости от соотношения площади опорной плиты А_p и площади верхнего обреза фундамента A_f  по СНиП 2.03.01-84*:

 

где

, φ_b зададим примерно равным

α – коэффициент, прнимаем α =1.

 

R_b,loc = R_b∙φ_b∙α = 0,85*1,3*1= 1,105 кН/см²

 

Определение размеров в плане и толщины  плиты.

ширина плиты:

 

где

• - толщина траверсы, принимаем ;

принимаем , с=5,2см.

Длину плиты находим по условию  прочности бетона под плитой :

 

 

 

конструктивно принимаем , ,

Определим толщину плиты. Для этого найдём максимальный изгибающий момент, возникающий  в ней от отпора бетона фундамента.

 

 

 

 

Определяем изгибающие моменты  на отдельных участках плиты:

 

                            

    Участок 1 плита, опертая на 4 стороны, рассчитываем по[4, п.8.6.2, стр.249]:

 

Участок 2 консольный свес

 _a=5,2см

  Участок 3 плита, опертая на три стороны:

b=12,56см, а=49,2см

,

т.к,

значение  момента определяем как для консоли длиной b.

Принимаем для  расчета:

 

Материал  базы – сталь С255, R_y=230 МПа

Требуемая толщина плиты:

 

где γ_с =1,2

Принимаем

 

Подбор сечения анкерных болтов

Расчетное сочетание усилий:

N= -499,23 кН,

M=503,097кН∙м.

 

Напряжения  в бетоне фундамента под плитой:

 

 

 

 

 

Суммарное усилие в анкерных болтах определим  из уравнения равновесия моментов относительно центра тяжести сжатой зоны бетона.

 

По приложению 4[8, стр. 65] принимаем болты с N=352кН диаметром d= 64мм. С диаметром отверстия D=70мм.

В целях  унификации такие же болты принимаем для подкрановой ветви.

 

Расчёт  траверсы

Ширина грузовой площади давления бетона: B/2=31см

 

Найдём  усилие Z:

 

 

 

 

 

 

0,234

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

Найдем  усилия от сочетания нагрузок в сварных швах:

• подкрановая ветвь

 

 

 

 

 

 

 

• шатровая ветвь

 

 

 

 

Задаемся h_тр= (0,6…0,8)h

 

 

Найдем  требуемый катет шва:

 

  _{lw=hтр  - 2см =60-2=58см}

Сварка полуавтоматическая, проволока СВ-08Г2С, Э42.

  =0,7 принимаем по [6,таб.34, стр. 37];

=215 МПа принимаем по [6,таб.56, стр. 65];

  =1 принимаем по  [6, п. 11.2*,стр.36];

       =1принимаем по  [6, таб.6*,стр. 8].

 

     примем = 0,6 см.

 

   примем = 1 см.

 

 

1.         не выполняется

       выполняется

2.          выполняется

         выполняется

    Так как не выполнилось условие 1, то уменьшаем длину шва

 

      примем = 0,8см.

 

        выполняется

                 выполняется

 

 

 

 

Проверка  траверсы на изгиб:

 ,

Проверка на срез:

   

Проверка прочности на совместное действие:

где   по [6, таб. 51*,стр. 61];

=1 по [6, таб.6*,стр.8].

_{Над опорой:}

 

 

где

 

_{В середине:}

5.4.3 Расчет анкерной планки.

                                                          

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

      

 

Анкерная  планка опирается на траверсу и работает как балка на двух опорах.

 Из условия прочности:

 где  по [6, таб. 51*, стр.60];

  по [6, таб. 6*, стр.8 ].

 

момент  сопротивления планки:

 

  ,   принемаем t_пл = 60 мм

 

Принимаем планку: b_пл   = 28 см,  t_пл = 60 мм

6. Расчет торцевого фахверка

Исходные данные:

q_eq = w_eq*B. Здесь: w_eq = w₀*k_eq*c*γ_ƒ, где w_о = 0,23 кПа, нормативное значение ветрового давления (по СНиП 2.01.07-85^*); k_eq – учитывает увеличение ветрового давления с высотой и зависит от типа окружающей местности, k_eq = 0,7032 по H = 19,4 м и местности «В»; γ_ƒ, – коэффициент надежности по нагрузке, γ_ƒ, = 1,4 для ветровой нагрузки; с – аэродинамический коэффициент, для прямоугольного здания для наветренной стороны (активное давление) с_а = 0,8.