Подякувати Студентському архіву довільною сумою
Admin
26.02.2023 12:38
Дякуємо, що користуєтесь нашим архівом!
Інформація про навчальний заклад
ВУЗ:
Національний університет Львівська політехніка
Інститут:
Не вказано
Факультет:
Не вказано
Кафедра:
Не вказано
Інформація про роботу
Рік:
2024
Тип роботи:
Інші
Предмет:
Будівельні конструкції
Частина тексту файла (без зображень, графіків і формул):
Міністерство науки та освіти України
Національний університет “Львівська політехніка”
Kафедра будівельних конструкцій та мостів
Компоновка конструктивної схеми каркасу споруди.
Ескіз плану колон.
По завданні розміри споруди : проліт – 36 м;
довжина – 132 м.
Мал.1. Розміщення колон однопролітного будинку.
Схема поперечної рами.
Дано: цех одно пролітний, прольотом 36 м, обладнаний двома кранами вантажопідйомністю
Q = 160 т середнього (с) режиму роботи. Довжина будинку 132 м, відмітка головки рейки 17 м. Будинок неопалюваний із світло аераційним ліхтарем (два перельоту по 1750 мм). Схема поперечної рами і її елементів показана на мал. 2.
Вертикальні розміри.
де: Hк – висота мостового крану (по додатку 1, Беленя)
100 мм – зазор між будівельною конструкцією ферми та самим краном, встановити по вимогам техніки безпеки;
f – розмір, який враховує прогин конструкції покриття.
Найближчий більший розмір кратний 600 мм – 24600 мм. Приймаю Ho = 24600 мм. Відмітку верху підкранової рейки можна збільшити до 24,6 – 4,4 = 20,2 м.
При висоти підкранової балки з рейкою, яка рівна 1/8 її прольоту.
Hв = (hб + hр) + H2 = 1500 +4400 + 170 =6070 мм.
При заглиблені бази колони на 1000 мм нижче підлоги
Нн = Но – Нв + 1000 = 24600 – 6070 + 1000 = 19530 мм.
Повна висота колони :
Н =Нв + Нн = 6070 + 19530 = 25700 мм.
Нф = 3150 мм
Нфн = 1250×2 + 1000 = 3500 мм
Мал.2. Схема поперечної рами одно прольотного будинку.
де: Но – висота цеху від рівня підлоги до низу ферми;
НВ – висота верхньої частини балки [(1/8 – 1/10)l балки]
hp – висота підкранової рейки;
Нн – висота нижньої частини колони;
Нф – висота ферми;
Нфн – висота ліхтаря.
Горизонтальні розміри (В1 – по дод.1 Бєлєня, В1 = 400 мм)
Необхідна прив’язка а = 500 мм.
Висота перерізу верхньої частини колони h = 700 мм, (>HB/12 = 6070/12 = 506 мм)
Приймаємо h = 700 мм (мал.3)
мм, приймаємо l1 = 1000 мм (кратно 250 мм)
hн = l1 + a = 1000 + 500 = 1500 мм.
Проліт мостового крану :
lк = l – 2l1 = 33000 – 2 ∙ 1000 = 31000 мм.
де: В1 – розмір частини кранового моста що виступає за вісь рейки.
75 – відстань від підкранової балки до осі колони.
Переріз верхньої частини колони позначаємо двотавровим, нижній – наскрізним. Всі розміри, визначені в прикладі, показані на мал. 2 і 3 в дужках.
1.3. Схема зв’язків між колонами.
Система зв’язків між колонами забезпечує під час експлуатації і монтажу геометричну незмінність каркасу та його здатність в повздовжньому напрямку.
Мал.4. Схема зв’язків між колонами.
1.4. Схема зв’язків по шатру будинку.
Система зв’язків покриття складається із горизонтальних і вертикальних зв’язків. Горизонтальні зв’язки розташовуються в площинах нижнього, верхнього поясів ферм і верхнього поясу ліхтаря. Горизонтальні зв’язки складаються з поперечних та повздовжніх.
а) Схема зв’язків по верхньому поясі ферм.
б) Схема зв’язків по нижньому поясі ферм.
в) Вертикальні зв’язки між фермами.
Встановлюють 2 вертикальні зв’язки по ширині прольоту через 12 м.
г) Зв’язки по ліхтарю.
Мал. 8.
1.5. Схема фахверка.
Мал.9.
2. Розрахунок поперечної рами будинку.
Вихідні дані. Вимагається провести статичний розрахунок і визначити зусилля в елементах рами цеху. Параметри будинку і каркасу по розрахунку 1. Місце будівництва м. Горький. Будинок опалюваний.
А. Розрахункова схема рами.
У відповідності з конструктивною схемою (мал.2) вибираємо її розрахункову схему і основну систему (мал.10). Відстань між центрами ваги верхньої та нижньої ділянки колони:
ео = 0,5(hк - hB) = 0,5(1500 – 700 ) = 0,4 м
Співвідношення моментів інерції: Iн/Iв = 5; Iр/Ін = 4
Якщо Iв = 1, то Iн = 5; Iр = 20. З’єднання ригеля з колоною призначаємо жорстким.
Б. Навантаження на поперечну раму.
Всі навантаження підраховуються з врахуванням коефіцієнту надійності по призначенню (γн = 0,95 для більшості промислових будинків).
Постійне навантаження.
Навантаження на 1 м2 покрівлі підраховують по табл.1.
Розрахункове рівномірно розподілене лінійне навантаження на ригель рами по формулі:
Мал.10. Розрахункова схема рами. Постійне та снігове навантаження.
Таблиця 1. Постійне поверхневе розподілене навантаження від покриття.
Склад покриття
Навантаження
кПа
Коефіцієнт
перевантаження
Розрахункове
кПа
Захисний шар(бітумна мастика з втопле-
ним гравієм) γ = 21 кН/м3, t = 20 мм.
Гідроізоляція (4 шари рубероїду)
Пароізоляція (1 шар руберойду)
Стальна панель із профільованим насти-
лом
Власна вага металевих конструкцій шатра
(ферми, ліхтаря, зв’язків)
0,42
0,03
0,04
0,35
0,3
1,3
1,2
1,3
1,05
1,05
0,55
0,04
0,05
0,37
0,32
Всього
Опорна реакція ригеля рами:
кН.
Розрахункова вага колони (див. Табл.12.1, Бєлєня).
Верхня частина (20% ваги)
кН
Нижня частина (80% ваги)
кН
Поверхнева вага стін 200 кг/м2 перепльотів зі заскленням 35 кг/м2. В верхній частині колони (включно вага цієї частини колони):
кН
В нижній частині колони:
кН
Постійне навантаження показане на мал. 10(б).
Снігове навантаження.
По СНиПу вага снігового покрову qo = 0,5 кПа. При коефіцієнт перевантаження n = 1,4. Лінійне розподілене навантаження від снігу на ригель рами по формулі:
кН/м
Опорна реакція ригеля:
кН. (мал. 10.в)
Вертикальні зусилля від мостових кранів (мал. 11).
База крану (6,2м) і відстань між колесами двох кранів (3,15м), а також рейки коліс для кранів вантажопідйомністю 125/20 – FR, max = 540; FR2, max = 570 (Бєлєня). По формулі визначаємо розрахункове зусилля, яке передається колесами крана на колону:
Мал. 11. До прикладу визначення навантажених від мостових кранів.
(вага підкранової балки по табл. 12.1. Gп = 0,25 ∙ 12 ∙ 18 = 54 кН.
де: n – коефіцієнт перевантаження;
nc – коефіцієнт що враховує режим роботи (nc = 0,85 для крану с-режиму роботи);
qн = 1,5 кН/м2 – корисне нормативне навантаження на гальмівній площадці;
bt – ширина гальмівної площадки;
b – крок колон.
На іншій стороні крану також будуть передаватися зусилля, але значно менше. Силу Dmin можна визначити, якщо замінити в формулі FR,max на FR , тобто на нормативні зусилля, які передаються колесами іншої сторони крану, кН:
кН.
де: Q – вантаж крану;
Qк – крану з вагонеткою;
no – число коліс з однієї сторони крану.
Сили Dmax , Dmin прикладені по осі підкранової балки і тому не тільки стикають нижню частину колони, а і передають на неї згинаючі моменти:
кНм;
кНм.
де : ек – відстань від осі підкранової балки до осі, яка проходить через центр ваги нижньої частини колони:
ек = 0,5hн = 0,5 ∙ 1,5 = 0,75 м.
Горизонтальна сила від мостових кранів, яка передається одним колесом, по формулах:
кН;
Сила Т :
кН
Умовно приймаємо, що сила Т прикладена на рівні уступу колони (мал.12)
Мал. 12. До прикладу визначення навантажень від мостових кранів.
Вітрове навантаження.
Нормативний швидкісний напір вітру (СНиП) qo = 0,23 кПа (для Києва – ІІ зона), тип місцевості – Б (дод. 3, Бєлєня) і коефіцієнт к для 10м – 0,65; 20м – 0,85; 30м – 1,05; 40м – 1,1. Таким чином, розрахункове лінійне вітрове навантаження, яке передається на стійку рами в якійсь точці по висоті при відсутності повздовжнього фахверка, визначається по формулі:
де: n – коефіцієнт перевантаження;
k – коефіцієнт, який враховує висоту і захищеність від вітру іншими будівлями;
с – аеродинамічний коефіцієнт;
b – ширина розрахункового блоку.
Лінійне розподілене навантаження при висоті:
до 10 м – 3,28×0,65 = 2,1 кН/м;
20 м – 3,28×0,85 = 2,8 кН/м;
30 м – 3,28×1,05 = 3,4 кН/м;
40 м – 3,28×1,1 = 3,61 кН/м;
25,7 м – 2,8 + (3,4 – 2,8)×5,/10 = 3,14 кН/м;
32,35 м – 3,4 + (3,69 – 3,4)×2,35/10 = 3,45 кН/м.
Зосереджені сили від вітрового навантаження, визначаємо по формулі:
кН,
кН.
Еквівалентні лінійні навантаження визначаємо по формулах:
кН/м
qB10 – розрахункове вітрове навантаження на висоті 10 м,
α – коефіцієнт (при Н = 20 м α = 1,1).
Епюри вітрового навантаження будуть мати вигляд (мал. 13.)
Мал. 13. До визначення вітрового навантаження.
В. Статичний розрахунок поперечної рами.
Розрахунок на постійні навантаження.
Основна система наведена на (мал.. 14а), а схема навантаження на (мал.. 10). Зосереджений момент із-за зміщення осей верхньої і нижньої частини колони:
кНм.
Параметри по табл.. 12.4, Бєлєня
n = 1/5 = 0,2; α = НВ/Н = 6,07/25,7 = 0,257 = 0,3
Конічне рівняння для лівого вузла : Г11∙φ + Г1р = 0.
Мал. 14. До розрахунку рами на постійне навантаження .
Момент від повороту вузлів (мал. 14б) на кут φ = 1 (М1)
.
Момент від навантаження на стійках Мр (мал..14в).
кНм;
кНм;
кНм;
кНм;
Моменти на опорах ригеля (защемлена балка постійного по довжині перерізу).
кНм.
Коефіцієнт канонічного рівняння:
(по епюрі М1);
(по епюрі Мр);
Кут повороту: .
Момент від фактичного кута повороту (М1φ):
кНм;
кНм;
кНм;
кНм;
Епюра моментів (М1φ + Мр) від постійного навантаження (мал.. 14г).
кНм;
кНм;
кНм;
кНм;
кНм.
Перевірка правильності розрахунку служить рівність моментів в вузлі В (194 ≈ 229), рівність перепаду епюри моментів в точці С (-178,4-68,7=-247) зовнішнього моменту (-247), а також рівність поперечних сил на верхній і нижній частинах колони (мал. 14д).
кН;
кН.
Різниця (2%) отримана в результаті заокруглення параметра α . На (мал. 14е) приведена епюра нормальних сил (з врахуванням ваги стін і власної ваги колон).
Розрахунок на навантаження від снігу.
Проводиться аналогічно розрахунку на постійне навантаження.
Зосереджений момент на колоні:
кНм.
Моменти від навантаження:
кНм;
кНм;
кНм;
кНм;
кНм.
Коефіцієнт канонічного рівняння:z
;
;
Кут повороту: .
Момент від фактичного кута повороту:
кНм;
кНм;
кНм;
кНм;
Епюри зусиль від снігового навантаження показані на (мал. 15).
кНм;
кНм;
кНм;
кНм.
кНм;
кН;
NB = NA = 132 кН; Npur = - 4,1 кН.
Мал. 15. Епюра зусиль в рамі від снігового навантаження.
Розрахунок на вертикальне навантаження від мостових кранів.
Розрахунок проводиться при положенні вагонетки крану біля лівої стійки. Основна система і схема навантаження приведені на мал. 16а.
Перевірка можливості рахувати ригель абсолютно жорстким по формулі:
;
Канонічне рівняння для визначення зміщення
r11∙φ + r1р = 0
Моменти і реакції від зміщення верхніх вузлів на ∆ = 1 (мал. 16б), по табл. 12.4, Бєлєня.
Моменти від реакції на лівій стійці від навантаження (мал. 16в):
кНм;
кНм;
кНм;
кНм;
кН
Мал. 16. До розрахунку рами нa вертикальне навантаження від мостових кранів.
Зусилля на правій стійці можна аналогічно або перемножуючи зусилля лівої стійки на відношення.
Мmin/Мmax = 552/1269 = 0,43.
Реакція верхніх кінців стійок.
кН
Зміщення плоскої рами:
Кранове навантаження – місцеве, тому αup ≠ 1.
При жорсткій покрівлі, по формулі:
де: n – число рам в блоці;
аі – відстань між симетрично розташуванням відносно середини блока рами (а2 – другими від торців).
no – коліс кранів на одній лінії;
∑у – сума ординат лінії впливу реакції рами (мал. 17, 11) ∑у= 4,72.
Мал. 17.
Зміщення з врахуванням просторової роботи по формулі:
Епюра моментів М1,∆пр від фактичного зміщення рами з врахуванням просторової роботи показана на мал. 16г, а сумарна (Мр + М1,∆пр) на мал. 16д. Епюра Q (мал. 16е) свідчить про правильність розрахунку (поперечні сили в верхніх і нижніх частинах стійок рами практично однакові). Різниця в значеннях нормальної сили (мал. 16ж) з лівого і правого кінців ригеля дісталось за рахунок передачі горизонтальних сил на сусідні рами.
Розрахунок на горизонтальну дію мостових кранів.
Основна система, епюра М1, канонічне рівняння, коефіцієнт αup – такі ж, як і при розрахунку на вертикальне навантаження від мостових кранів.
Моменти та реації в основній системі від сили Т (мал. 18а)
кНм;
кНм;
кНм;
кН;
кН
Значення верхніх кінців з врахуванням просторової роботи:
Епюри M i Q показані на мал. 18б,в.
Мал. 18. Епюра зусиль від горизонтальної дії кранів.
Перевірка правильності рішення: скачок на епюрі Q (48 + 38 = 86 кН), рівний силі Т , на лівій стійці поперечні сили в верхній і нижній частині рівна 10 кН.
Розрахунок на вітрове навантаження.
Основна система і епюра М1 – як для кранових дій.
Епюра Мр (мал. 19а) на правій стійці:
кНм;
кНм;
кНм;
кН.
На лівій стійці біля сили отримуємо множенням на коефіцієнт .
Коефіцієнт канонічного рівняння визначаємо по формулі: rн = - 604t ;
кН,
де кН;
Зміщення рами (вітрове навантаження діє на всі рами блока і тому αпр = 1):
Епюра М = (Мр + М1∆) показана на мал. 19б.
Епюра Q (мал. 19в) на лівій стійці:
кН.
Мал. 19. Епюри зусиль від вітрового навантаження.
QB = QA – qe ∙ H = 63 – 1,8 ∙ 25,7 = 16 кН
На правій стійці :
кН;
кН.
При правильному вирішенні сума поперечних сил внизу повинна бути рівна сумі всіх горизонтальних навантажень:
кН;
кН;
Г. Складання комбінацій зусиль в перерізах стійки рами і визначення
зусиль для розрахунку колони.
Рама симетрична, тому таблиця 2 складається для характерних перерізів одної стійки. Для того, щоби врахувати всі можливі випадки завантаження, в таблицю заносять зусилля від впливу кранових навантажень при вагонетці (візку) біля правої стійки (епюра – дзеркальне відображення епюри при візку зліва), зусилля при силі Т1 прикладеній до іншої стійки, зусилля при іншому напрямку вітру. Інструкції щодо складання комбінацій зусиль і по визначенні зусиль для розрахунку колон (в табл. виділені рамкою) приведені в додатку „МК” (Бєлєня) ст. 299.
3. Розрахунок і конструювання стропильної ферми.
1. Вихідні дані. Параметри будинку і навантаження такі ж, що і в компоновці і розрахунку рами. Матеріал стержнів ферми – сталь марки 18Гсп, R = 225 МПа = 22,5 кН/см2 (t = 4…20 мм), пояси із таврів з паралельними гранями поличок і решітка з парних кутників.
Таблиця 2. Таблиця розрахункових зусиль в перерізах лівої стійки (згинальні моменти кНм, і нормативні поперечні сили кН).
№ навантаження
Навантаження
і комбінація
зусиль
nc
Переріз стійки
1-1
2-2
3-3
4-4
М
N
М
N
М
N
M
N
Q
1
Постійна
1
-194
-326
-178
-617
69
-617
106
-960
-3
2
Снігова
1
-100
-132
-55
-132
-11
-132
70
-132
-4
0,9
-90
-119
-5
-119
-10
-119
63
-119
-4
3
Dmax
На ліву
стійку
1
-137
0
503
0
-1269
-1692
353
1692
-104
0,9
-123
0
453
0
-1142
-1523
318
-1523
-94
3*
На праву
стійку
1
-181
0
164
0
-552
-736
419
-736
-56
0,9
-163
0
148
0
-497
-662
37
-662
-50
4
T
На ліву
стійку
1
±95
0
±162
0
±162
0
±303
0
±32
0,9
±86
0
±146
0
±146
0
±223
0
±229
Продовження таблиці 2.
4*
Т
На праву
стійку
1
±66
0
±3
0
±3
0
±148
0
±10
0,9
±59
0
±3
0
±3
0
±133
0
±9
5
Вітрова
Зліва
1
142
0
±36
0
±36
0
-496
0
+49
0,9
128
0
±32
0
±32
0
-446
0
+44
5*
Справа
1
-153
0
-29
0
-29
0
+476
0
-44
0,9
-138
0
-20
0
26
0
+4286
0
-40
+Ммах
Nвід
nc = 1
№ навантаження
-
1,3,4
-
+1,5*
Зусилля
-
-
487
-617
-
-
582
-960
nc = 0,9
№ навантаження
-
1,3,4,5
-
1,2,3,4,5*
Зусилля
-
-
469
-617
-
-
1426
-2784
-Ммах
Nвід
nc = 1
№ навантаження
1,2
1,2
1,3,4
1,5
Зусилля
-294
-368
-233
-749
-899
-2309
-390
-960
nc = 0,9
№ навантаження
1,2,3*,4,5
1,2,5*
1,2,3,4,5*
1,3,4,5
Зусилля
-628
-458
-231
-739
-1078
-2441
-340
-2652
Продовження таблиці 2.
C
+Mвід
nc = 1
№ навантаження
-
1,3,4
-
-
Зусилля
-
-
487
-617
-
-
-
-
nc = 0,9
№ навантаження
-
1,3,4,5
-
1,2,3,4,5*
Зусилля
-
-
555
-617
-
-
1308
-2784
Nмах
-Mвід
nc = 1
№ навантаження
1,2
1,2
1,3,4
-
Зусилля
-294
-468
-233
-749
-1362
-2309
-
-
nc = 0,9
№ навантаження
1,2,3*,4,5
1,2,5*
1,2,3,4,5*
-
Зусилля
-628
-458
-262
-749
-1078
-2441
-
-
Nмin
+Mвід
nc = 1
№ навантаження
Зусилля M,N від постійного
навантаження підраховані з
коефіцієнтом 0,9/1,1 = 0,8
1,5*
Зусилля
682
-868
Nмin
-Mвід
nc = 1
№ навантаження
1,5
Зусилля
490
-868
Qmax
nc = 0,9
№ навантаження
1,2,3,4,5*
Зусилля
-226
В цю комбінацію зусиль включені зусилля від кранового навантаження в зв’язку з тим, що абсолютна величина від’ємного моменту дещо зменшується, нормальна сила при цьому суттєво збільшується.
2. Збір навантажень на ферму.
Постійне навантаження . Склад покрівлі див. табл. 1
Навантаження від покриття (за виключенням ваги ліхтаря)
кН/м2.
Вага ліхтаря, на відміну від розрахунку рами, враховуєм в місцях фактичного опирання ліхтаря на ферму.
Вага каркасу ліхтаря на одиницю площадки горизонтальної проекції ліхтаря кН/м2.
Вага бортової стійки і засклення на одиницю довжини стінки qδ,ст. = 2 кН/м2.
Вузлові сили (мал. 20а).
кН.
кН.
кН.
Сили Fo і Fн прикладені до колон і в розрахунку ферми не враховується.
Опорні реакції : кН.
Мал. 20. До розрахунку ферми.
а) схема постійного навантаження; б,в) схема снігового навантаження .
Снігове навантаження. Розрахункове навантаження.
с.
де: n = 1,4 – коефіцієнт перевантаження (див розрахунок рами).
Вузлові сили:
1- й варіант снігового навантаження (мал. 20б)
кН.
кН.
кН.
Опорні реакції : кН.
2- й варіант снігового навантаження (мал. 20в)
кН. кН.
кН. кН.
кН. кН.
кН. кН.
Опорні реакції :
- на лівій опорі
кН.
- на правій опорі
кН.
Навантаження від рамних елементів (див. табл. 2).
1-ша комбінація.
М1мах = -628 кНм;
М2від = - 355 кНм (співставити 1,2,3,3,4*,5).
2-га комбінація.
М1 = -628 – (-90) = - 538 кНм;
М2від = - 355 – (-90) = -265 кНм.
Навантаження від розпору рами.
1-ша комбінація.
кН;
кН;
2-га комбінація.
кН;
кН.
Схема прикладання опорних моментів і ростверку приведена на мал. 21.
Мал. 21. Схема прикладання опорних моментів і ростверку.
3. Визначення зусиль в стержнях ферми.
Зусилля в стержнях ферми визначаємо окремо для кожного навантаження з допомогою побудови діаграми Максвелла-Кремона.
При викреслені схеми ферми (мал. 22а) за розрахункову висоту приймаємо відстань між осями поясів. Суму прив’язки осей поясів таврового перерізу до їх зовнішніх граней ∑Zo можна прийняти рівну 100 мм. Ухилом ферми при і = 0,015 можна знехтувати.
Для симетричного навантаження (постійного і 1-й варіант снігового) достатньо побудувати діаграму зусиль тільки для половини ферми. Діаграма зусиль від постійного навантаження приведена на мал. 22б. Аналогічно будується діаграма від снігового навантаження . максимальні зусилля в стержнях ферми від снігового навантаження (за виключенням стійок в місцях утворення снігових мішків) утворюється, як правило, при 1-му варіанті завантаження. Тому можна обмежитись побудовою діаграми зусиль від 1-го варіанта снігового навантаження, а по 2-му варіанту визначають тільки зусилля в стійках. Ці зусилля рівні кутовим навантаженням.
Мал. 22. Розрахункова схема (а) і діаграма зусиль від постійного навантаження (б).
Для визначення зусиль від опорних моментів зручно побудувати діаграми від одиничного моменту, який прикладений до лівої опори; дзеркальне відображення цих зусиль дасть значення зусиль в стержнях ферми від одиничного моменту, який прикладається до правої опори. Зусилля від одиничних моментів множаться на відповідні значення моментів і сумуються.
Для побудови діаграми одиничний момент замінюється парою сил з плечем, рівним робочій висоті ферми на опорі:
кН.
Значення вертикальних опорних реакцій ферми:
кН.
Діаграма зусиль від одиничного опорного моменту приведена на мал. 23.
Мал. 23. Розрахункова схема (а) і діаграма зусиль від одиничного моменту (б).
Зусилля від ростверку рами прикладаємо повністю до нижнього поясу. Зміна зусиль по довжині поясу можна прийняти лінійним. Зусилля від всіх видів завантажень зводимо в таблицю розрахункових зусиль в стержнях ферми (табл. 3) і знаходимо розрахункове зусилля. Зусилля від розрахункових моментів і ростверку рами враховуємо тільки в тому випадку, якщо вони довантажують стержень або змінюють знак. При врахуванні зусиль від окремих моментів, снігове навантаження вводиться з коефіцієнтом nc = 0,9.
Мал. 24. Розрахункова схема (а) і діаграма зусиль від снігового навантаження (б).
Таблиця 3. Розрахункові зусилля в стержнях ферми, кН.
Елемент
№
стержня
Зусил-ля від
Зусилля від снігового навантаження
Зусилля від опорних моментів
Зусил-ля від ро-
зпору рами
Розрахункові зусилля
nc = 1
nc = 0,9
S1
від
М1=1
S2
від
М1=1
S1 М1
М1=-628
S1 М1
М1=-628
N
зусилля
Розтяг
N
зусиль
Стиск
1
2а
2б
3
4
Верхній
пояс
В1 – 1
В2– 3
В3 – 4
В4 – 6
В5 – 7
В6 – 9
0
-576
-954
0
0
-766
-1189
0
0
-689
-1070
0
-0,328
-0,273
-0,218
0,082
0
-0,055
-0,109
-0,082
374
311
248
93
0
45
89
67
-
-
-
-
3
-
-
3+4
374
-
-
160
-
1+20
1+20
-
-
-1345
-2143
-
Нижній
пояс
Н – 2
Н – 5
Н - 8
316
793
1038
427
1021
1282
384
919
1154
0,301
0,247
0,192
0,027
0,082
0,137
-214
-177
-137
-11*
-32*
-53*
-149*
-131*
-110*
1+2а
1+2а
1+2а
743
1814
2320
1+2+3
-
-
-58
-
-
Розкоси
1-2
2-3
4-5
5-6
7-8
8-9
-436
365
-294
223
-115
0
-589
470
-351
232
-129
0
-530
423
-316
0,09
-116
0
0,039
-0,041
0,041
-0,041
0,042
-0,041
0,039
-0,041
0,041
-0,041
0,041
-0,041
44
-47
47
-47
47
-47
32
-34
34
-34
34
-34
-
-
-
-
-
-
-
1+2а
-
1+2а
-
-
-
835
-
455
-
-
1+2а
-
1+2а
-
1+2а
3+4
-1025
-
-645
-
-244
-81
Стійки
3-4
6-7
9-9’
-49
-75
0
-75**
-114**
0
-68**
-103**
0
0
0
0
0
0
0
-
-
-
-
-
-
-
-
-
-
-
-
-
-
-
1+2а
1+2а
-
-124
-189
-
* по 2-й комбінації моментів розпору рами.
** по 2-му варіанту снігового навантаження
4. Підбір і перевірка перерізів стержнів ферм
Таблиця 4.
Елемент
№
перерізу
Розр.зусилля,
Переріз
Площа
А, см2
[λ]
Φmin
γ
Перевірка перерізів
розтяг
стиск
Міцність
Стійкість
1
2
3
4
5
6
7
8
9
10
11
12
13
14
Верхній
пояс
В1 – 1
374
-
┬
30шт-1
89,5
-
-
-
-
-
-
В2– 3
В3 – 4
-
-1345
120
0,898
0,95
-
17<21,4
В4 – 6
В5 – 7
-
-2145
┬
40шт-1
129
120
0,899
0,95
-
18,5<21,4
В6 – 9
160
-
600
-
-
-
-
-
-
Нижній
пояс
Н – 2
743
-58
┴
15шт-1
33,9
120
0,478
0,95
20,1<21,4
-
Н – 5
1814
-
┴
40шт-1
129
250
-
0,95
-
-
Н - 8
2320
-
-
0,95
18<21,4
-
Продовження таблиці 4.
Елемент
№
перерізу
Розр.зусилля,
Переріз
Площа
А, см2
[λ]
φmin
γ
Перевірка перерізів
розтяг
стиск
Міцність
Стійкість
1
2
3
4
5
6
7
8
9
10
11
12
13
14
Розкоси
1-2
-
-1025
╥
180×110×12
67,4
120
0,795
0,95
-
19,4<21,4
2-3
835
-
╥
125×9
44
300
-
0,95
19<21,4
-
4-5
-
-645
╥
140×10
54,6
150
0,701
0,8
-
17<18,0
5-6
455
-
╥
80×7
21,6
300
-
0,95
21,06<21,4
-
7-8
-
-244
╥
100×7
27,6
150
0,495
0,8
-
17,9<18,0
8-9
-
-81
╥
80×6
18,76
150
0,343
0,8
-
12,6<18,0
Стійки
3-4
-
-124
╥
75×5
14,78
150
0,521
0,8
-
16,1<18,0
6-7
-
-189
╥
80×6
18,76
150
0,559
0,8
-
17,9<18,0
5. Розрахунок зварних швів прикріплення розкосів і стійок до фасонок і поясів ферм.
Для зварювання вузлів ферми приймаємо півавтоматичну зварку апаратом Св-08Г2С, d = 1,4...2 мм; kш,мах = 8 мм, βш = 0,9; βс = 1,05; ;
Несуча здатність швів визначається міцністю по границі плавлення:
МПа = 17,3 кН/см2;
см
Таблиця 5
№
стерж-
ня
Переріз
[N]
кН
Шов по кромці
Шов по перу
Nоб, кН
Кш,
см
lш,
см
Nп, кН
Кш,
см
lш,
см
1-2
2-3
3-4
4-5
5-6
6-7
7-8
8-9
180×110×12
125×9
75×5
140×10
80×7
80×6
100×7
80×8
1025
835
124
645
455
189
244
81
0,75N = 769
0,7N = 585
87
452
319
132
171
57
0,8
0,8
0,6
0,8
0,8
0,6
0,6
0,6
30
24
6
18
13
8
10
4
0,25N = 256
0,3N =251
37
194
137
57
73
24
0,8
0,8
0,4
0,6
0,6
0,4
0,4
0,4
11
10
5
11
8
6
7
4
6. Вузли ферми. Мал. 24а
Опорний вузол.
Опорний стик ферми Fф = 458 кН (мал. 24а).
Горизонтальне зусилля від опорного моменту Hf = 374 кН.
Зусилля від розпору рами: кН.
Площа торця фланця визначається із умови зминання (мал. 25).
см2.
Rcм.т = 360 МПа = 36 кН/см2 (для сталі 18Гсп) – розрахунковий опір сталі торцевої поверхні.
Приймаємо ребро фланця 340×25 мм:
Ар = 34×2,5 = 85 см2 > 12,7 см2.
Опорний столик приймаємо товщиною 40 мм. Столик потрібно приварити в колоні по трьом сторонам. Зварні шви, які приварюють столик до колони, розраховують по формулі:
Розраховуємо кріплення опорного столика до стінки колони швами напівавтоматичної зварки зварною дротиною Св-08Г2.
МПа = 21,5 кН/см2;
по СНиП - МПа = 16,5 кН/см2, по таблиці 5.4 ρш = 0,9 ∙ bc = 1,05
кН/см2.
Визначаємо катети зварних швів по формулі:
; см.
Приймаємо столик 440×200×40.
Розрахунок болтів (верхній пояс).
Розрахункове розтягуюче зусилля в поясі N = 374 кН. Кріплення здійснюється болтами грубої точності, класу міцності [5,8], що мають 200 МПа = 20 кН/см2.
Зусилля одного болта.
кН;
см2;
см2.
Приймаємо 4 болти d = 27 мм : см2 >
В нижньому поясі приймаємо аналогічно 6 болтів діаметром 27 мм. Розміри фасонок приймаємо по довжині розрахункових швів (таблиця 5).
Монтажний вузол.
Стик проектуємо зі сталі 18Гсп з R = 245 МПа = 24,5 кН/см2 і МПа = 42 кН/см2. З’єднання здійснюємо на болтах нормальної точності діаметром 27 мм, класу міцності [8,8], що має МПа = 40 кН/см2. Отвори для болтів діаметром 30 мм. Визначаємо несучу здатність одного болта, що має один робочий зріз. Мал. 24б
- на зріз по формулі
кН.
- на зминання листа по формулі
кН.
де прийнято: ∑t = tн = 21 мм; так, як накладка 180×22,
∑tн = 22 мм > 21 мм (поличка ┬).
Кількість болтів на одиній стороні ферми:
шт.
Приймаємо однаковий стик в нижній і у верхній частині ферми (див. мал. 24б).
4. Розрахунок і конструювання колони.
4.1. Вихідні дані. Вимагається підібрати перерізи суцільної верхньої і скрізної нижньої частин колони одно прольотного промислового будинку (ригель має жорстке з’єднання з колоною). Розрахункові зусилля вказані в табл. 2:
- для верхньої частини колони в перерізі 1-1 N = 458 кН; М = - 628 кНм; Q = 166 кН; в перерізі 2-2 при цьому ж наборі навантажень (1,2,3*,4,5) М = - 166 кНм.
- для нижньої частини колони N1 = 2441 кН; М1 = -899 кНм (згинальний момент довантажує підкранову вітку); N2 = 2748 кН; М2 = 1426 кНм (згинальний момент довантажує зовнішню вітку); Qmax = 226 кН.
Співвідношення жорсткостей верхньої і нижньої частини колони Ів/Ін = 1/5; матеріал колони – сталь 18 пс, бетон фундаменту марки В15. Конструктивна схема колони показана на мал. 25.
4.2. Визначення розрахункових довжин колони.
Розрахункові довжини для верхньої і нижньої частин колони в площині рами визначимо по формулах:
; ;
Так, як НВ/Нн = l2/l1 = 6,07/19,63 = 0,31 < 0,6 і Nн/NВ = 2748/458 = 6 > 3.
Значення μ1 і μ2 визначаємо по таблицях 14.1 (Бєлєня). В одно пролітній рамі з жорстким з’єднанням ригеля з колоною верхній кінець колони закріплений тільки від повороту: μ1 = 2; μ2 = 3.
Таким чином для нижньої частини колони:
см;
- для верхньої частини: см.
Розрахункові довжини в площині рами (див. мал. 25а) для нижньої і верхньої частини рівні відповідно:
см; см.
4.3. Підбір перерізу верхньої частини колони.
Переріз верхньої частини колони приймаємо у вигляді зварного двотавра висотою hB = 700 мм.
Визначаємо потрібну площу перерізу.
Для симетричного двотавра:
см; см;
.
(для сталі 18кп товщиною до 20 мм R = 240 МПа = 24 кН/см2);
Значення коефіцієнта η визначається по додатку 10, Бєлєня.
Приймаємо у першому наближені Ап/Аст = 1;
тоді: ;
;
По додатку 8, Бєлєня φвн = 0,151; см2.
Компонування перерізу: висота стінки hcт = hв – 2tr = 70 – 2 ∙ 1,6 = 66,8 см (приймаємо попередньо товщину поличок tr = 1,6 см). По таблиці 14.2, Бєлєня при m > 1 і λ > 0,8 з умови місцевої стійкості:
;
см приймаємо tcт = 1,2 см.
Потрібна площа полички.
см2.
З умови стійкості верхньої частини колони із площини дії моменту ширина полички .
З умови місцевої стійкості полички по формулі:
;
де .
Приймаємо: bn = 45 см; tn = 1,6 см; Аn = 45×1,6 = 72 см2 > An.noт.;
bn > (1/20)ly2 = 457/20 = 22,9 см;
bсв/tn = (4,5 – 1,2)/2×1,6=13,8 < 16,5.
Геометричні характеристики перерізу.
Повна площа перерізу:
см2 – розрахункова площа перерізу з врахуванням тільки стійкості і рівна повній площі перерізу: Ао = 224,2 см2.
см4;
см4;
Wx = 198236/32 = 6195 cм3;
см;
см;
см.
Перевірка стійкості верхньої частини колони в площині дії моменту по формулі.
;
.
Значення коефіцієнту η визначаємо за додатком 10, Бєлєня при ,
за додатком 8, Бєлєня
кН/см2 < R = 24 кН/см2.
Стійкість забезпечена.
Перевірка стійкості верхньої частини колони із площини дії моменту по формулі:
; ; ; (додаток 7, Бєлєня).
Для визначення mx знайдемо максимальний момент в середній тріщині розрахункової довжини стержня (мал. 26).
Мал. 25. До прикладу розрахунку колони: а) конструктивна схема колони; б,в) перерізи колони.
кН.
По модулю:
кНм;
при коефіцієнт С = β(1 + αmx);
α, β – коефіцієнти, які визначаються по додатку 11, Бєлєня.
Мал. 26. До визначення розрахункового моменту Мх .
; β = 1,0.
;
;
Оскільки ;
Тоді: кН/см2 < R = 24 кН/см2.
Стійкість верхньої частини колони із площини дії моменту забезпечена.
4.4. Підбір перерізу нижньої частини колони.
Переріз нижньої частини колони наскрізний, який складається з двох віток, які з’єднуються решіткою. Висота перерізу hн = 1500 мм. Підкранову вітку колони приймаємо з широко поличкового двотавру, зовнішню – складного зварного перерізу із трьох листів.
Визначимо по формулі орієнтовне положення центру ваги. Приймаємо zo = 5 cм; ho = h – zo = 150 – 5 = 145 cм.
см;
см.
Зусилля у вітках визначаємо по формулах.
В підкрановій вітці:
кН.
В зовнішній вітці:
кН.
Визначаємо потрібну площу вітки і вибираємо переріз.
Для підкранової вітки:
: задаємося φ = 0,80; R = 240 МПа = 24 кН/см2 (сталь марки 18кп).
Тоді: Аb1 = 1714/0,8 ∙ 24 = 89 см2.
По сортаменту підбираємо двотавр 50 Б1; Аb1 = 91,8 cм2; іу = 20,3 см; іх = 4,22 см.
Для зовнішньої вітки:
см2.
Для зручності прикріплення елементів решітки проектують між внутрішніми гранями поличок, приймаємо такі ж, як і в підкрановій вітці (563 мм). Товщину стінки швелера tcт для пружності її з’єднують в стик з поличкою над кранової частини колони приймаємо рівною 16 мм; висота стійки із умови розміщення зварних швів hст = 605 мм.
Необхідна площа поличок.
см2;
Із умови місцевої стійкості полички швелера
Приймаємо: bn = 22 cм; tn = 1,6 см; Ап = 35,2 см2.
Геометричні характеристики вітки.
см2;
см;
см4;
см4;
см;
см.
Уточнюємо положення центру ваги перерізу колони:
см;
см;
см.
Різниця від початково прийнятих розмірів невелика, оскільки зусилля у вітках не перераховуємо.
Перевірка стійкості віток:
З площини рами (відносно осі у – у) ly = 1463 cм.
Підкранова вітка: ; φу = 0,720;
кН/см2 < R = 24 кН/см2.
Зовнішня вітка: ; φу = 0,731;
кН/см2 < R = 24 кН/см2.
З умови рівностійкості підкранової вітки в площині і з площини рами визначаємо потрібну відстань між вузлами решітки:
;
см.
Приймаємо lb1 = 2716 см, поділивши нижню частину колони на ціле число панелей. Перевіряємо стійкість віток в площині рами (відносно осей х1 – х1 і х2 – х2).
Підкранова вітка: ; φх = 0,789;
кН/см2 < R = 24 кН/см2.
Зовнішня вітка: ; φх = 0,92;
кН/см2 < R = 24 кН/см2.
Розрахунок решітки підкранової частини колони.
Поперечна сила в перерізі колони Qmax = 206 кН.
Умовна поперечна сила Qум = 7,15 ∙ 10-6 ∙ (2330 – E/R) ∙ (N/φ); при R = 22…23 кН/см2.
кН < Qmax = 226 кН .
Розрахунок решітки проводимо на Qmax.
Зусилля стиску в розкосі.
кН.
α = 48º (кут нахилу розкосу, див. мал. 25)
Задаємося: .
Потрібна площа розкосу:
см2;
γ = 0,75 – коефіцієнт надійності (стиснутий кутник, що прикріплюється однією поличкою).
Приймаємо кутник 100×8.
Ар = 15,6 см2; іmin = 1,98; λmax = lp/ іmin = 203/1,98 = 103;
де: см; тоді φ = 0,56.
Напруження в розкосі.
кН/см2 < R ∙ γ = 24 ∙ 0,75 = 18кН/см2.
Перевірка стійкості колони в площині дії моменту як одиничного стержня.
Геометричні характеристики всього стержня:
см2;
см4;
см;
.
Приведена гнучкість:
;
Коефіцієнт α1 залежить від кута нахилу розкосів, при α = 45...60º можна прийняти α1 = 27.
см2 – площа перерізу розкосів по двох гранях перерізу колони;
.
Для комбінації зусиль, що довантажують зовнішню вітку (переріз 4 – 4), N2 = 2748 кН; М2 = 1426 кНм.
φвн = 0,564 (дод.9, Бєлєня).
кН/см2 < R = 24 кН/см2.
Стійкість наскрізної колони як одиничного стержня з площини дії моменту перевіряти на потрібно, так як вона забезпечена перевіркою стійкості окремих віток.
4.5. Розрахунок та конструювання вузла з’єднання верхньої та нижньої частини колони (мал. 27).
Розрахункові комбінації зусиль в перерізі над виступом:
1) М = 487 кНм; N = 617 кН (завантаження 1,2,4);
2) М = - 233 кНм; N = 749 кН (завантаження 1,2,5*)
Тиск кранів Dmax = 1692 кН
Міцність стикового шва (Ш 1) перевіряємо п онормальних напруженням в крайніх точках перерізу над кранової частини. Площа шва рівна площі перерізу колони.
1-ша комбінація М і N .
зовнішня поличка
кН/см2 < Rзв = 24 кН/см2.
внутрішня поличка
кН/см2 кН/см2.
2-га комбінація М і N .
зовнішня поличка
кН/см2 < кН/см2.
внутрішня поличка
кН/см2 < Rзв = 24 кН/см2.
Товщину стінки траверси визначаємо із умови зминання за формулою:
см;
см;
см, приймаємо tпл = 2 см;
Rзм.т = 350 МПа = 35 кН/см2, приймаємо tтр = 2,0 см.
Зусилля стійки траверси визначаємо із умови.
Зусилля у внутрішній поличці у верхній частині колони (2-га комбінація).
кН.
Довжина шва кріплення вертикального ребра траверси до стінки траверси, по формулі:
Приймаємо напівавтоматичну зварку дротам Св-0,8А d = 1,4…2 мм;
βш – коефіцієнт зварного з’єднання кутовими швами при розрахунку по металу шва.
βс – коефіцієнт зварного з’єднання кутовими швами при розрахунку по металу границі плавлення.
Приймаємо мм; ;
180 МПа = 18 кН/см2; 165 МПа = 16,5 кН/см2;
кН/см2;
lш2 = 767/4 ∙ 1,0 ∙ 14,4 = 12,3 см;
lш2 < см.
В стінці підкранової вітки робимо отвір, в який заводимо стінку траверси.
Для розрахунку шва кріплення траверси до підкранової вітки складаємо комбінацію зусиль, що дає найбільшу опорну реакцію траверси.
Такою комбінацією буде 1,2,3,4,5*, М = - 211 кНм; N = 749 кН;
кН.
де коефіцієнт 0,9 враховує, що зусилля N і M прийняті для 2-ї основної комбінації навантаження.
Потрібна довжина шва:
см;
lшз < см.
Із умови міцності стінки підкранової вітки в місці кріплення траверси (розріз 1-1) визначаємо висоту траверси hтр за формулою:
см
tст.в = 10 мм – товщина стінки тавра № 50 Б1;
Rср = 12,5 кН/см2 – розрахунковий опір зрізу фасонного прокату із сталі 18пс. Приймаємо hтр = 95 см.
Перевіряємо міцність траверси як балки, що навантажена зусиллями N, M, та Dmax . розрахункова схема і переріз траверси приведені на мал. 27б,в. Нижній пояс траверси приймаємо конструктивно із листа 540×18 мм, верхні горизонтальні ребра – з двох листів 200×18 мм.
Знайдемо геометричні характеристики траверси.
Положення центру ваги перерізу траверси:
см;
см4
см3.
Максимальний згинаючий момент в траверсі виникає при 2-й комбінації зусиль:
кНсм.
кН/см2 < Rзв = 24 кН/см2.
Максимальна поперечна сила в траверсі з врахуванням зусиль від кранів виникає при комбінації зусиль 1,2,3,4(-),5*.
кН.
Коефіцієнт k = 1,2 враховує нерівномірну передачу зусилля Dmax.
кН/см2 < Rep = 12,5 кН/см2.
Мал. 27. До розрахунку вузла з’єднання верхньої і нижньої частини колони.
а) конструктивне вирішення вузла;
б) розрахункова схема траверси;
в) переріз траверси.
4.6. Розрахунок і конструювання бази колони.
Ширина нижньої частини колони перевищує 1м, тому проектуємо базу роздільного типу (мал. 28).
Розрахункові комбінації зусиль в нижньому перерізі колони (переріз 4-4):
1) М = 1426 кНм; N = 2784 кН (для розрахунку бази зовнішньої вітки);
2) М = - 340 кНм; N = 2652 кН (для розрахунку бази підкранової вітки).
В комбінації зусиль не враховане навантаження від снігу, так як:
кН > кН,
тобто снігове навантаження розвантажує підкранову вітку.
Зусилля у вітках колони визначимо по формулах:
кН.
кН.
База зовнішньої вітки. Потрібна площа плити.
см2;
кН/см2;
де: кН/см2 (бетон марки – В15).
По конструктивним міркуванням звіс плити с2 повинен бути не менше 4 см. Тоді см, приймаємо В = 70 см.
см, приймаємо L = 50 cм.
Апл.фак. = 70×50 = 3500 см2 > Aпл.тр
Середнє напруження бетону під плитою:
кН/см2.
Із умови симетричного розташування траверси відповідно центра ваги вітки відстань між траверсами рівна.
см;
при товщині траверси 14 мм
см
Визначаємо згинальні моменти на окремих ділянках плити:
Ділянка 1 (конльний звіс с = с1 = 6 см)
кНсм;
Мал. 28. До розрахунку бази колони.
Ділянка 2 (конльний звіс с = с2 = 5,25 см)
кНсм;
Ділянка 3 (плита оперта на чотири сторони)
, (α = 0,125)
кНсм;
Ділянка 4 (плита оперта на чотири сторони)
, (α = 0,125)
кНсм;
Приймаємо для розрахунку Мmax = М3 = 44 кНсм.
Потрібна товщина плити:
см, R = 240 МПа = 24 кН/см2, для сталі 18пс товщиною 21...40 мм.
Приймаємо tпл = 40 мм (2 мм – допуску на фрезерування).
Висоту траверси визначаємо із умови розміщення шва кріплення траверси до вітки колони. В запас міцності всі зусилля у вітці передаємо на траверсу через 4 кутові шва.
Зварювання напівавтоматичне зварним дротом Св—08А, довжину шва визначаємо за формулою:
см;
де кН/см2, так як
lш2 < см. Приймаємо lтр = 60 см.
де: - довжини шва;
- розрахунковий опір металу зварних стикових швів зрізу (зсуву).
- розрахунковий опір кутових зварних швів зрізу (умовному) по металу.
- розрахунковий опір кутових зварних швів зрізу (умовному) по металу границі плавлення.
- коефіцієнт зварного з’єднання кутовими швами при розрахунку по металу шва.
- коефіцієнт умовної роботи зварного з’єднання кутовими швами при розрахунку по металу шва.
Вимоги до максимальної довжини швів виконується.
Кріплення траверси до плити приймаємо кутовими k = 8 мм.
Перевірка міцності зварних швів.
кН/см2 ≤ 16,2 кН/см2;
шви задовольняють вимоги міцності. При врахуванні сумарної довжини швів з кожної сторони шва не враховується по 1 см на не провар.
База внутрішньої вітки. Потрібна площа плити:
см2;
см, приймаємо В = 70 см.
см, приймаємо L = 35 cм.
Апл.фак. = 70×35 = 2450 см2 > Aпл.тр
Середнє напруження бетону під плитою:
кН/см2.
с1 = 4,6 см (мал. 28).
Визначаємо згинальні моменти на окремих ділянках плити:
Ділянка 1 (конльний звіс с = с1 = 4,6 см)
кНсм;
Ділянка 2 (конльний звіс с = с2 = 5,25 см)
кНсм;
Ділянка 3 (плита оперта на чотири сторони)
, (α = 0,125)
кНсм;
Приймаємо для розрахунку Мmax = М3 = 7,26 кНсм.
Потрібна товщина плити:
см,
Приймаємо tпл = 20 мм (2 мм – допуску на фрезерування).
Конструктивно по висоті траверсу приймаємо аналогічно.
Розрахунок анкерних болтів (зовнішньої вітки).
Анкерні болти працюють на розтяг і сприймають зусилля, що відриває базу від фундаменту що виникає при дії моменту. Зусилля в анкерних болтах визначають в передбачені, що бетон не працює н розтяг і розтягуючи сила Fa , відповідає розтягнутій зоні епюри напружень (див. мал. 29) повністю сприймається анкерними болтами. Виходячи з рівняння рівноваги сил відносно центру ваги стиснутої зони бетону:
; Мал. 29
Зусилля в анкерних болтах (з однієї сторони бази):
кН;
Потрібна площа одного анкерного болта:
см2;
; см = 52 мм;
де: n – число анкерних болтів з однієї сторони бази.
= 18,0 кН/см2 (сталь 09Г2С діаметром 33...60 мм), розрахунковий опір анкерного болта.
Приймаємо анкерні болти діаметром 52 мм.
Розрахунок анкерних болтів (внутрішньої вітки).
Виходячи з рівняння рівноваги сил відносно центру ваги стиснутої зони бетону:
Зусилля в анкерних болтах (з однієї сторони бази):
кН;
Потрібна площа одного анкерного болта:
см2;
; см = 39,1 мм;
Приймаємо анкерні болти діаметром 40 мм. З кожної сторони бази по два анкерних болта.
5. Розрахунок та конструювання підкранової балки.
Вихідні дані: Потрібн...
Ділись своїми роботами та отримуй миттєві бонуси!
0%
Оголошення від адміністратора