Компоновка конструктивной схемы каркаса.

Компоновка конструктивной схемы каркаса.

Исходные данные

вариант 41

1. Район строительства г. Салехард

( -48 - Температура воздуха наиболее холодных суток, °С, обеспеченностью 0, 98)

2. Пролет здания: 30 м

3. Длина здания: 96 м

4. Шаг колонн: 12 м

5. Тип здания: отапливаемое

6. Грузоподьемность крана: 50/10т

7. Режим работы крана: 8К

8. Высота от уровня пола до головки кранового рельса 13.2 м

9. Фундаменты из бетона класса прочности: B15

Компоновка однопролетной поперечной рамы

Н0 =Н1 + Н2

Н0 - полезная высота цеха

Н₁ -расстояние от уровня пола до головки кранового рельса (Н₁ =13.2 по заданию)

Н₂ - расстояние от головки кранового рельса до низа несущих конструкций покрытия

Н₂=(Н_К+100) + f

(Н_К +100) - расстояние от головки рельса до верхней точки тележки крана плюс установ­ленный по требованиям техники безопасности зазор между этой точкой и строительными конструкциями, равный 100мм

f - размер учитывающий прогиб конструкции покрытия (ферм, связей) принимаемый равным 200 - 400мм, в зависимости от величины пролета.

Принимаем f=250мм Нк=3150 мм (при грузоподъемности главного крана 50/10т т и пролете 30 метров, принято по приложению 1 (Беленя))

Н₂ =(3150+100)+250=3500мм

Н₀ = 13200+3500=16700мм

Ближайшее кратное 600 значение - 16800, принимаем Но = 16800 мм

H_B=h_Б+h_P+H₂

h_Б - высота, подкрановой балки которая предварительно принимается 1400мм

h_P - высота кранового рельса, принимаемая предварительно равной 200мм

H_B=H0-Нк+h_P+H_б =16800–13200+1400+200=5200мм

Устанавливаем размер нижней части колонны Н_н

Н_н =Н₀—Н_В +800

800 - принимаемое заглубление опорной плиты башмака колонны ниже нулевой отметки

пола

Н_Н = 16800–5200+800=12400мм

Общая высота колонны рамы от низа базы до низа ригеля

Н = 12400+5200=17600мм

При плоских кровлях и фермах с элементами из парных уголков в соответствии с ГОСТ 23119-78 «Фермы стропильные стальные сварные с элементами из парных уголков для производственных зданий» высота Нф при пролете 30м принимается равной 3150мм.

Привязка а=500мм

h_B=2*а=2*500=1000 мм

При назначении высоты нижней части ступенчатой колонны нужно учесть что для того чтобы кран при движении вдоль цеха не задевал колонну расстояние от оси подкрановой балки до оси колонны должно быть не менее l₁> =B₁+(h_B-a)+75

B₁ - размер части кранового моста выступающей за ось рельса принимаемой по ГОСТ на краны. В₁=400мм (приложение 1) (Беленя)

75мм - зазор между краном и колонной, по требованиям безопасности принимаемый по ГОСТ на краны, а - привязка оси колонны 1, > 400+ (1000-500)+75 = 975мм

Значение l₁ принимается кратным 250. ближайшее значение кратное 250 - 1000. принима­ем l₁ = 1000мм

Ось подкрановой ветви колонны обычно совмещают с осью подкрановой балки в этом случае высота сечения нижней части колонны h_H =1₁+а = 1000+ 500 = 1500мм

Пролет мостового крана 1_К = 1 – 2l₁, = 30·1000–2·750=28500мм

Верхнюю часть колонны назначаем сплошной двутаврового сечения; нижнюю часть дела­ем сквозной.

 

Выбор материалов.

Основными несущими элементами здания являются:

Подкрановые балки - относятся к группе 1. Применяем сталь С345 Ry= 3200 кг/см2

Стропильные фермы - относят к группе 2. Применяем сталь С345 Ry= 3200 кг/см2

Колонны -относятся к группе 3. Применяем сталь С345 Ry=3200 кг/см2

Группу конструкций и марку стали определяем согласно табл. 50 [2]

 

Нормативное значение снеговой нагрузки

S₀ = 0.7·1·1·1·320=224кг/м2

Статический расчёт поперечной рамы.

Расчёт на постоянные нагрузки

24.96т

52.16т

30000

29т

1.93т/м

Расчетный сосредоточенный момент от смещения осей верхней и нижней частей колонны:

–(29+24.96)·0.25=-13.49т

Параметры по табл. 12.4

1/5=0.2

5.2/17.6=0.295

Каноническое уравнение для левого узла

Моменты от поворота узлов на угол (M₁) (j = 1)

0.884i

-0.487i

-1.061i

8·17.6/30=4.69i

Моменты от нагрузки на стойках MP(столбец3. табл.12, 4[1])

0.357·-13.49=-4.82т*м

-0.139·-13.49=1.88т*м

-0.697·-13.49=9.4т*м

(-0.697+1)·-13.49=-4.09т*м

Моменты на опорах ригеля (защемлённая балка постоянного по длине сечения)

–(1.93·30^2)/12=-144.75т*м

Коэффициенты канонического уравнения

r11=Mв+Mв ^риг =1.061i+4.693i =5.754i (по эпюре М₁);

r1p=Mв+Mв ^риг –1.875+-144.75=-146.62т*м (по эпюре М_Р).

Угол поворота –-146.63/5.754=25.48/i

Моменты от фактического угла поворота ( ):

MA=0.884i*25.483i=22.53i

MB=-1.061i*25.483i=-27.04i

MC=-0.487i*25.483i=-12.41i

MB РИГ=4.693i*25.483'=119.59i

Эпюра моментов ( ) от постоянной нагрузки

MA=22.527+-4.816=17.71т*м

MB=-27.037463+1.875=-25.16т*м

MB РИГ= 119.592+-144.75=-25.16т*м

MС В=-4.087+-12.41=-16.5т*м

MС Н=9.403+-12.41=-3.01т*м

Проверкой правильности служит равенство моментов в узле В (-25.162=-25.158), равенство перепада эпюры моментов в точке С (-16.497--3.007=-13.49=-13.49 ) внешнему моменту ( -13.49), а также равенство поперечных сил на верхней и нижней частях колонны

Поперечные силы

Q_AC= –(17.711–-3.007)/12.4=-1.67

Q_ВC= –(–-25.162463+-16.497)/5.2=-1.67

Нормальные усилия

Nв = -Fr = -29 т

Nc = -Fr-F₁ = -29–24.96=-53.96т

Na = -Fr-F₁-F₂ = -29–24.96–52.16=-106.12т

N_риг = -1.6708 т

9.4

-4.09

-144.75

119.59

1.88

-4.82

-27

(т*м)

22.527

-12.41

-25.162

-29

-16.497

-3.007

17.71

-1.67

-25.158

 

-29

-1.671

-53.96

-106.12

 

Сочетания нагрузок

Определив в раме изгибающие моменты и нормальные силы от каждой из расчетных нагрузок, необходимо найти их наиболее невыгодные сочетания, которые могут быть неодинаковыми для разных сечений элементов рамы.

При составлении основных сочетаний учитываются:

- постоянные нагрузки, плюс временные длительные нагрузки, плюс одна кратковременная с коэффициентом сочетаний, равным единице;

- постоянные и временные длительные нагрузки, плюс не менее двух кратковременных нагрузок, с коэффициентом сочетаний 0, 9 каждая;

4. Комбинации нагрузок (т*м)

 

 

Расчет ступенчатой колонны

5.1. Исходные данные.

 

Требуется подобрать сечения сплошной верхней и сквозной нижней частей колонны однопролётного производственного здания (ригель имеет жёсткое сопряжение с колонной).

Для верхней части колонны

в сечении 1—1 N= 80.84; М= 109.5 т× м;

в сечении 2—2 N= 105.8 т; M= 47.37 т× м;

Для нижней части колонны

N₁= 232.48 т; M₁= -68.402т× м (изгибающий момент догружает подкрановую ветвь);

N₂= 284.32 кН; M₂= 118.07 т× м (изгибающий момент догружает наружную ветвь);

Q_max= 18.365 т

 

Соотношение жесткостей верхней и нижней частей колонны I_в/I_н=1/5; материал колонны—сталь марки С345, бетон фундамента марки B15.

 

5.2. Определение расчётных длин колонны.

Расчетные длины для верхней и нижней частей колонны в плоскости рамы определим по формулам и .

 

Коэффициенты расчетной длины m₁ для нижнего участка одноступенчатой колонны следует принимать в зависимости от отношения и величины

(В однопролетной раме с жестким сопряжением ригеля с колонной верхний конец колонны закреплен только от поворота по табл 68

(167) (СНиП «СК»)

F₁-сила приложенная к колонне в уступе

F₂ – сила приложенная к колонне в верхнем узле

l₁ — высота нижней части колонны

l₂ — высота верхней части колонны

I₁ — момент инерции сечения нижней части колонны (I_H)

I₂ — момент инерции сечения верхней части колонны (I_B)

 

тогда

F₁=F₂ из расчета на постоянные нагрузки (сила в нижней части) F₁= 105.8 т

F₂=F₁ из расчета на постоянные нагрузки (сила в верхней части) F₂= 80.84 т

 

(5.2/12.4)·(5/2.31)^0.5=0.62

(105.8+80.84)/80.84=2.31

 

=0.2·(12.4/5.2)=0.48

по таблице 68[1] для одноступенчатых колонн с верхним концом, закрепленным только от поворота находим коэффициент: 1.806

 

1.806/0.617=2.93

= 1.806·12.4=22.39

= 2.93·5.2=15.24

 

Расчетные длины из плоскости рамы для нижней и верхней частей равны соответственно

12.4м

5.2–1.4=3.8 м

 

5.3. Подбор сечения верхней части колонны.

Сечение верхней части колонны прини­маем в виде сварного двутавра высотой

h_в = 100 см.

 

По формуле (14.14) (Веденников) определим требуемую площадь сечения, предварительно определив приближенные значения характеристик.

Для симметричного двутавра 0.42·100=42

r_x»0, 35h=0, 35× 100=35см;

(15.236·100/42)·(3200/2060000)^0.5=1.43

(для листов из стали С345 толщи­ной до до 20мм R_Y= 3200 кг/см²);

109.5·100/(80.84·35)=3.87

Значение коэффициента по СНиП II-23-81*

(1.9–0.1·3.87)–0.02·(6–3.87)·1.43=1.45

1.452·3.87=5.62

По СНиП II-23-81* таб.74 при 1.43 и 5.6192

0.24

80.84·1000/(0.24·3200·0.95)=110.8

 

5.4. Компоновка сечения

 

Высота стенки h_ст=h_B-2t_п= 100–2·2=96 см (принимаем предварительно толщину полок t_п= см).

По формуле 14.2 (Беленя) при m> 1 и l≤ 0, 8 из условия местной устойчивости:

Поскольку сечение с такой толстой стенкой неэкономично, принимаем t_сп=1см и включаем в расчётную площадь сечения колонны два участка стенки шириной по:

0.85·0.8·(2060000/3200)^0.5=17.25

Требуемая площадь полки

(110.8–2·0.85·(0.8^2)·(2060000/3200)^0.5)/2=41.6

Из условия устойчивости верхней части колонны из плоскости действия момента ширина полки b_п³ l_y2/20 = 3.8·100/20=19

 

из условия местной устойчивости полки по формуле (14.16) (Вед)

,

(0.36+0.1·1.43)·(2060000/3200)^0.5=12.76

где

Принимаем b_п= 32 см; t_п= 2 см;

32·2=64> 41.598 см2

(32–2)/(2·2)=7.5 < 12.762

 

Геометрические характеристики сечения

Полная площадь сечения 2·32·2+0.8·96=204.8

расчётная часть сечения с учётом только устойчивой части стенки:

2·32·2+2·(0.8^2)·0.85·(2060000/3200)^0.5=155.6

 

0.8*96³ /12+2*(32*2³ /12+64*(96/2+2/2)² )=366353.07

96*0.8³ /12+2*2*32³ /12=10926.76 см4

366353.07/((96+2·2)/2)=7327.06 см3

7327.06/204.8=35.78 см

(366353.07/204.8)^0.5=42.29см

(10926.76/204.8)^0.5=7.3см

Проверка устойчивости верхней части колонны в плоскости действия момента по формуле 14.9 (Беленя):

, где

φ _х – коэффициент снижения расчётного сопротивления при внецентрнноь сжатии зависит от условной гибкости стержня.

Гибкость стержня 15.236·100/42.29=36.03

36.027·(3200/2060000)^0.5=1.42

= 109.5·100/(80.84·35.78)=3.79

2·32/(0.8·96)=0.83

Значение коэффициента h определяем по прил.10 (Беленя):

(1.75–0.1·3.79)–0.02·(5–3.79)·1.42=1.34

1.337·3.79=5.07

0.241

109.5·1000/(0.241·155.6)=2920.03кг/см2< Ry=3200·0.95=3040кг/см2

условие выполняется.

 

 

Проверка устойчивости верхней части колонны из плоскости действия момента по формуле 14.10(Беленя):

3.8·100/7.3=52.05

52.05·(3200/2060000)^0.5=2.05

φ _у= 0.812

 

Для определения m_x найдем максимальный момент в средней трети расчетной дли­ны

 

47.37+((109.5–47.37)/3.8)·(3.8–1/(3·3.8))=108.07

По модулю: 80.84/2=40.42 т× м;

108.07·100·204.8/(80.84·7327.06)=3.74

при коэффициент где

С – коэффициент учитывающий влияние момента M_X при изгибо-крутильной форме потери устойчивости;

Значения α и β определим по прил.11:

52.05 3.14·(2060000/3200)^0.5=79.67

β =1

При двутавровом сечении балки и

0.65+0.05·3.737=0.84

1/(1+0.71·3.737)=0.27

96/0.8=120 3.8·(2060000/3200)^0.5=96.41

в расчётное сечение включаем только устойчивую часть стенки;

80.84·1000/(0.274·0.812·155.6)=2335.12кг/см2< Ry=3200·0.95=3040кг/см2

 

 

5.5. Подбор сечения нижней части колонны.

 

Сечение нижней части колонны сквозное, состоящее из двух ветвей, соединенных решеткой. Высота сечения h_н= 1500мм. Подкрановую ветвь колонны принимаем из широкополочного двутавра, наружную - составного сварного сечения из трех листов.

Определим по формуле (14.32) ориентировочное положение центра тяжести. При­нимаем z₀=5 см; h₀=h_н-z₀==150-5=145 см;

(118.071/(118.071+(–-68.402)))·145=91.81

y₂=h₀–y₁= 145–91.811=53.19

Усилия в ветвях определим по формулам (14.19) и (14.20).

В подкрановой ветви (232.48)·53.189/145+(–-68.402·100/145)=132.45т

В наружной ветви 284.32·91.811/145+118.071·100/145=261.45 т

По формулам (14.26) определяем требуемую площадь ветвей и назначаем сечение.

Для подкрановой ветви ; задаёмся φ =0, 7, тогда

=132.45·1000·0.95/(0.7·3200)=56.17 см2

 

По сортаменту (прил. 14) подбираем двутавр 40Б1СТО АСЧМ 20-93;

А_в1= 72.16 см²; i_у= 20020 см; i_х= 4.48 см.

 

Для наружной ветви

261.454·1000·0.95/(0.7·3200)=110.88

 

Для удобства прикрепления элементов решетки высоту принимаем таким же, как в подкрановой ветви ( см).

Толщину стенки швеллера t_ст для удобства ее соединения встык с полкой надкрановой части колонны принимаем равной 2 см; высота стенки из условия размещения сварных швов h_ст= 45см.

Требуемая площадь полок

(110.88–2·45)/2=10.44

Из условия местной устойчивости полки швеллера .

Принимаем b_п= 16см; t_п= 2 см; А_п= 32 см².

Геометрические характеристики ветви:

2·45+2·16·2=154 см2

(2·45·(2/2)+2·32·(2+16/2))/154=4.74см

(45*2³ )/12+2*45*(4.74-2/2)² +2*((2*16³ )/12+2*16*5.26)=4424.94см4

(2*45³ )/12+2*((16*2³ )/12+32*18.8² )=37828.99см4

(4424.94/154)^0.5=5.36см

(37828.99/154)^0.5=15.67 см

Уточняем положение центра тяжести сечения колонны:

150–4.74=145.26 см

154·145.26/(72.16+154)=98.91 см

145.26–98.912=46.35см

 

Данные значения очень близки к первоначальным и поэтому перерасчет не производим.

1500

989.12

463.48

47.4

Проверка устойчивости ветвей из плоскости рамы ly=1500см

Подкрановая ветвь:

1240/16.66=74.43

0.654

132.45·1000/(0.654·72.16)=2806.58 кг/см2

 

Наружная ветвь

1240/15.67=79.13

0.614

261.454·1000/(0.614·154)=2765.07< 3200·0.95=3040кг/см2

Из условия равноустойчивости подкрановой ветви в плоскости и из плоскости рамы определяем требуемое расстояние между узлами решетки

74.43

74.43·4.48=333.45

Принято =300 см, разделив нижнюю часть на целое число панелей.

Проверяем устойчивость ветвей в плоскости рамы (относительно осей X₁-X₁ , Y₁ – Y₁).

Для подкрановой ветви

= 283/4.48=63.17

0.744

132.45·1000/(0.744·72.16)=2467.08< 3200·0.95=3040кг/см2

Для наружной ветви

= 283/5.36=52.8

0.808

261.454·1000/(0.808·154)=2101.18< 3200·0.95=3040кг/см2

Устойчивость ветвей колонны обеспечена.

5.6. Расчёт решётки подкрановой части колонны.

Поперечная сила в сечении колонны Q_max= 18.365 т

 

Расчетная схема траверсы

 

 

Условная поперечная сила вычисляем по формуле 23*[2]

Q_fic = 7, 15 × 10^-6 (2330–E/R_y)N/j,

(7.15/(1000000))·(2330–(2.1·1000000)/3200)·(284.32·1000/0.744)=4573.31=4.57т< 18.365т

Расчёт решетки проводим на Q_max.

 

Усилие сжатия в раскосе

18.365/(2·0.686)=13.39 т

1.415/2.06=0.69

Lr=(1.5^2+1.415^2)^0.5=2.06

13.386·1000/(0.542·3200·0.75)=10.29 см2

γ _с=0, 75(сжатый уголок, прикрепляемый одной полкой).

Принимаем L100x7

13.75 см2

1.98 см

(1.5^2+1.415^2)^0.5=2.06

2.06·100/1.98=104.04

0.427

13.386·1000/(0.427·13.75)=2279.92< 3200·0.95=3040кг/см2

Проверка устойчивости колонны в плоскости действия момента как единого стерж­ня по формуле (14.9).

Геометрические характеристики всего сечения:

72.16+154=226.16см2

1446.9+72.16·98.912^2+37828.99+154·46.348^2=1076072.41 см4

(1076072.41/226.16)^0.5=68.98

22.3944·100/68.978=32.47

Приведённая гибкость

2·13.75=27.5

(32.466^2+27·226.16/27.5)^0.5=35.72

35.722·(3200/2060000)^0.5=1.41

Для комбинации усилий догружающих наружную ветвь (сечение 4-4),

N₂= 284.32 т, M₂= 118.071 т× м;

118.071·100·226.16·(46.348+4.74)/(284.32·1076072.41)=0.45

по найденным по и m_X находим =

Находим =0.635;

284.32·1000/(0.635·226.16)=1979.78< 3200·0.95=3040кг/см2

Для комбинации усилий догружающих подкрановую ветвь (сечение 3 – 3)

N₁= 232.48, M₁= 68.402 т*м;

68.402·100·226.16·98.912/(232.48·1076072.41)=0.61

Находим = 0.57

232.48·1000/(0.57·226.16)=1803.41< 3200·0.95=3040кг/см2

Устойчивость сквозной колонны как единого стержня из плоскости действия момента проверять не нужно, так как она обеспечена проверкой устойчивости отдельных ветвей.

 

 

5.7. Расчёт и конструирование узла сопряжения верхней и нижней частей колонны.

Расчётные комбинации усилий в сечении над уступом:

1) M= 17.89 т*м; N= 53.96 (загружение 1, 3, 4);

2) M= -47.367 т*м; N= 105.8 т (загружение 1, 2, 5*);

Давление кранов D_mах= 140.37 кН.

Прочность стыкового шва (W1) проверяем в крайних точках сечения надкрановой части.

Площадь шва равна площади сечения колонны.

Первая комбинация M и N:

Наружная полка: ,

53.96·1000/204.8+17.89·100000/7327.06=507.64< 3200·0.95=3040кг/см2

Внутренняя полка:

53.96·1000/204.8–17.89·100000/7327.06=19.31< 3200·0.95=3040кг/см2

Вторая комбинация M и N:

Наружная полка:

s= 105.8·1000/204.8+-47.367·100000/7327.06=-129.87< 3200·0.95=3040кг/см2

Внутренняя полка:

s= 105.8·1000/204.8+-47.367·100000/7327.06=-129.87< 3200·0.95=3040кг/см2

Толщину стенки траверсы определяем из условия ее смятия по формуле (14.28):

4800/1.025=4682.93

- коэффициент надежности по табл.2* [2]

140.37·1000/(34·4682.93)=0.88 см

 

Принимаем t_тр=1см.

Усилие во внутренней полке верхней части колонны (2-я комбинация)

105.8·1000/2–-47.367/100=52900.47

Длина шва крепления вертикального ребра траверсы к стенке траверсы (ш2)

Принимаем полуавтоматическую сварку проволокой марки СВ-08А d=2мм . Назначаем k_F = 7мм;

1800 кг/см2

 

4800·0.45=2160 кг/см2

0.9·1800=1620 < 1.05·2160=2268

52900.47/(4·0.7·1620)=11.66

 

В стенке подкрановой ветви делаем прорезь, в которую заводим стенку траверсы

Для расчёта шва крепления траверсы к подкрановой ветви (ш3) составляем комбинацию усилий дающую наибольшую реакцию траверсы. N= 105.8 т, M= -47.37т

105.8·100/(2·150)–-47.37·100/150+140.37·0.9=193.18т

Коэффициент учитывает, что усилия N и M приняты для 2-го основного сочетания нагрузок. Требуемая длина шва (K_F=0, 7см)

193.18·1000/(4·0.7·1620)=42.59

Из условия прочности стенки подкрановой ветви в месте крепления траверсы (линия 1-1) определим высоту траверсы h_TP по формуле (14.31):

= 193.18·1000/(2·0.7·1810.732)=76.2

0.58·3200/1.025=1810.73

 

0.7 см- толщина стенки двутавра 40Б1СТО АСЧМ 20-93

Принимаем h_TP= 80 см.

Проверим прочность траверсы как балки, нагруженной усилиями N, M и D_mах. Нижний пояс принимаем конструктивно из листа 450х10, верхние горизонтальные ребра – из двух листов 100х10 мм.

Геометрические характеристики траверсы:

ун=(2·10·1·(1+80–1.5–1/2)+80·1·(1+80/2)+45·1·(1/2))/(2·10·1+80·1+1·45)=33.67

Ix=2*((10*1³ )/12+10*1*45.33² )+((1*80³ )/12+80*1*7.33² )+((45*1³ )/12+45*1*33.17² )=137577.77

137577.77/33.67=4086.06

Максимальный изгибающий момент возникает в траверсе при 2-й комбинации усилий:

 

(–-47.37·1000·100/150+105.8·1000·100/300)·50=3342333.33

3342333.333/4086.06=817.98< 3200·0.95=3040кг/см2

Максимальная поперечная сила в траверсе с учетом усилия от кранов возникает при комбинации усилий 1, 2, 3, 4(-), 5*

105.8·100/300–(-47.37/150)+1.2·0.9·140.37/2=111.38

111.382·1000/(1.2·80)=1160.23< 1810.7 кг/см2

10

100

450

 

 

5.8. Расчёт и конструирование базы колонны.

 

Ширина нижней части колонны превышает 1 м, поэтому проектируем базу раздельного типа.

Расчётные комбинации усилий в нижнем сечении колонны (сечение 4-4)

1) M= 118.07 т*м; N= 284.32 т (для расчёта базы наружной ветви);

2) M= -68.4 т× м; N= 232.48 т (для расчёта базы подкрановой ветви).

Усилия в ветвях колонны определим по формулам (14.19 и 14.20):

–-68.4·100/145.26+232.48·46.348/145.26=121.27 т

118.07·100/145.26+284.32·46.348/145.26=172 т*м

 

База наружной ветви. Требуемая площадь плиты

172/0.085=2023.53 см2

R_B — расчётное сопротивление бетона на сжатие

По конструктивным соображениям свес плиты с₂ должен быть не менее 4см.

Тогда 39.6+2·4=47.6

принимаем B= 50 см;

= 2023.529/50=40.47 см

Принимаем L= 45 см;

45·50=2250

Среднее напряжение в бетоне под плитой

172·1000/2250=76.44 кг/см2

участок №1 (консольный свес С=С₁= 7.2 см)

(76.444*7.2² )/2=1981.43кг*см

участок №2 (консольный свес C=C₂= 5.2 см)

(76.444*5.2² )/2=1033.52кг*см

участок №3 (плита опертая на четыре стороны; 35.6/16=2.22 > 2; a=0, 125; а=);

0.125*76.444*16² =2446.21 кг*см

участок №4 (плита оперта на четыре стороны; b/a= 35.6/8.6=4.14> 2; a=0, 125);

0.125*76.444*8.6² =706.72кг*см

 

Принимаем для расчёта M_mах=M₁= 2446.2 кг*см;

Требуемая толщина плиты:

(6·2446.208/3200)^0.5=2.14

R_у=3200кг/см²

Принимаем t_пл= 25 мм (2мм – припуск на фрезеровку).

47.4

 

 

Высоту траверсы определяем из условия размещения шва крепления траверсы к ветви колонны. В запас прочности все усилия ветви передаем на траверсы через 4 угловых шва. Сварка полуавтоматическая проволокой марки Св-10Г2, d=1, 4-2мм, k_f=8мм. Требуемая длина шва определяется по формуле:

172·1000/(4·0.8·1620)=33.18 см

Высоту траверсы определяем из условия размещения шва крепления траверсы к ветви колонны. В запас прочности все усилия ветви передаем на траверсы через 4 угловых шва. Сварка полуавтоматическая проволокой марки Св-08А, d=1, 4-2мм, k_f=8мм. Требуемая длина шва определяется по формуле:

Требование к максимальной длине швов выполняется. Крепление траверсы к плите принимаем угловыми швами k_f=8мм.

Принимаем h_тр=42см.

Проверяем прочность швов:

172·1000/(0.8·4·42)=1279.76 < 1620 кг/см2 швы удовлетворяют требованиям прочности

 

Расчёт анкерных болтов.

N= 106.12 т; М= 91.17 т*м.

Усилия в анкерных болтах F_a =(M – Ny₂)/h₀= (91.17·100–106.12·46.348)/145.26=28.9 т

 

площадь сечения болтов из стали Вст3кп2 R_ва= 1850кг/см² табл 60* [2]

Ав, тр=Fagn/Rва=28.904·1000·0.95/1850=14.84 см2

Принимаем 4 болта Æ 30, А_ва= 5.6·4=22.4 см².

Усилия в анкерных болтах наружней ветви меньше. Из конструктивных решений принимаем такие же болты.

 

 

Расчет подкрановой балки

 

Исходные данные.

Требуется рассчитать подкрановую балку крайнего ряда про­летом 12 м под два крана грузоподъемностью Q = 50/10т.

Режим работы кранов –тяжелый. Пролет здания 30 м.

Материал балки сталь С345, Ry = 3200 кг/см2

Определяем расчетные усилия

Определение Mmax

 

Равномерный момент от вертикальной нагрузки

 

1.05·52.96·(0.375+3+2.3+0)=315.58т*м

 

где a=1, 05— учитывает влияние собственного веса подкрановых конструкций и временной нагрузки на тормозной площадке.

 

Расчетный момент от горизонтальной нагрузки

1.05·1.68·(0.375+3+2.3+0)=10.01т*м

 

Определение Q_max

 

 

Расчетные значения вертикальной, и горизонтальной поперечных сил

1.05·52.96·(0.008+0.446+0.563+1)=112.16

1.68·(0.008+0.446+0.563+1)=3.39

Высоту

12345Следующая ⇒

Поделиться:

Популярное:

1. А, б – схемы применения приспособления; в – готовая рамка; 1 – рычаг; 2 – ролик; 3 – заготовка; 4 – оправка; А, Б – соответственно верхнее и нижнее положение рычага
2. Альтернативные схемы APT первого ряда
3. Анализ принципиальной схемы.
4. Анализ схемы с помощью программы EWB
5. Блокировочные схемы, обеспечивающие наладочные режимы.
6. Врелязадающие и времяизлеряющие схемы
7. Выбор и обоснование структурной схемы устройства
8. Выбор системы и схемы внутреннего водопровода.
9. Выбор схемы внешнего электроснабжения
10. Выбор схемы возведения зданий
11. Выбор схемы комплексной механизации.
12. Выбор схемы отдельных узлов СЧ