Строительные лаги  Справочник 

0 1 2 3 4 5 6 7 8 9 10 11 12 13 14 15 16 17 18 19 20 21 22 23 24 25 26 27 28 29 30 31 [ 32 ] 33 34 35 36 37 38 39 40 41 42 43 44 45 46 47 48 49 50 51 52 53 54 55 56 57 58 59 60 61 62 63 64 65 66 67 68 69 70 71

=4,35

(2-1,65- 1) 2,06-10*

20,1 (2- 1,65 + 1/ 1,65?+ 4-0,2492)

= 146 > 3,8"/"2,06-10?/215 = 117,6;

принимаем {heflt]max = \M,Q, что больше фактического отношения /1да/гш=46,8/1=46,8, следовательно, местная устойчивость стенки обеспечена.

Подбор сечения нижней части колонны. Сечение нижней части колонны сплошное, соединение элементов на сварке. По оси подкрановой балки принимаем прокатный двутавр, а с противоположной стороны -полку из листовой стали (см. рис. 6.13, в). Комбинации расчетных усилий по сечению 1-1 (см. рис. 6.12, а) (табл. 6.8) следующие: М, =+805,3 кН-м, /V, = 1238 кН, Q,=9I,I кН, 2 = -345,2 кН-м, /V2 = 633 кН, 2 = 44 кН. Высота сечения колонны /1й=1000 мм, что составляет (1/16,5)/i = = 16 500/16,5=1000 (сплошное сечение колонн рекомендуется принимать при /г<1 м, а /i>I/20/ в обычных промышленных зданиях и /1>1/15/-в зданиях с кранами особого режима работы) - 7К-8К.

В соответствии с рекомендациями учебника [10] сечение колонны подбираем по ядровым моментам:

для первой комбинации усилий

Л1?= /V(0,56/i + Alj/A?j) = 1238 (0,56-1 + 805,3/1238) =

= 1500 кН-м;

для второй комбинации усилий

/Иг = 633 (0,56-1 +345 2/633) = 703 кН-м.

Требуемые моменты сопротивления (при Ry = =21,5 кН/см - для листового проката и Яу = 22,Ь - для фасонного проката, <=4-20 мм по ГОСТ 380-71*):

= M\lRy = 150 000/21,5 = 6976 см; = MlRy = 70 300/21,5 = 3270 см1

Толщину стенки принимаем fa,= 10 мм.

При положительном моменте левая ветвь Ai колонны сжимается, а правая Ат растягивается, при отрицательном- наоборот. Требуемая площадь полок будет Лдг = 1Г1 1 -/16 = 6976/100- 100-1/6 = 53,1 см.

По аналогии с верхней частью колонны принимаем

лист размером 38X1.8 см; Л = 68,4 см:

Лу, = «72 г-/гшиб = 3270/100 - 100-1/6 = 16,1 см.

По конструктивным соображениям принимаем двутавр № 36, Л=61,9 cм что удовлетворяет условию обеспечения устойчивости колонны из плоскости действия момента: рекомендуется ширину колонны Ь принимать V20-7зо расчетной высоты. В этом примере при наличии распорок расчетная высота нижней части колонны из плоскости рамы /j/ = 0,5/j/2 = 0,5-16,5 = 8,25 м; в этом случае Ь = 825/20...825/30 = 41,2...27,5 см. Принято fc = =38 см по аналогии с полками верхней части колонны и двутавр № 36 (см. рис. 6.13, в).

Подбор сечения сплошной колонны можно выполнять также по методике, изложенной для верхней части колонны:

» {NIR,J) (l,25 + 2,2e.x i) = (1238/21,5) (1,25 4 + 2,2-65/100) = 154,3 CMS где e;c = Ai/Vi = 805,3/1238 = 0,63 м = 65 см.

Далее по Аа предварительно назначают тпп и размеры сечения колонны, принимая ширину Ь не менее /20/, определяют необходимые геометрические характеристики сечения и проверяют устойчивость колонны.

Точные геометрические характеристики сечения колонны определяют в таком порядке:

статический момент сечения относительно оси подкрановой ветви

5 = 2Лггг = 97,8-1-97,8/2 + 38-1,8 (100 -0,9) = И 560 см»;

расстояние до центра тяжести сечения:

(,. = 5/Л= И 560/228,2 = 50,7 см;

Л = 61,9 + 38-1,8+ 97,8-1 =228,2 см;

= + /+ ь = (38-1,83/12) + 38-1,8-48,42

+ (1-97,83/12) + 97,8-1-1.4?+ 516+ 61,9-50,7? = 398 327 см*,

где /f, /а,, hb - соответственно моменты инерцнн полкн, стенкн н двутавра относительно центра тяжести сечения (ось -х-х); для двутавра № 36 /х= 13380 см ix=14.7 см; /»=516 см; i„=2,89 см; для сечения колонны:

l=Y}xlA= 1/ 398 327/228,2 = 41,7 см; W;t = 2/a: i = 2-398 327/100 = 7970 см; /„= 1,8-383/12+97,8-1VI2+ 13380 = 21 638 см*;

/ = YiylA = 1/21 638/228,2= 9,75 см.

Гибкость нижней части колонны в плоскости и из плоскости рамы составляет:

Хх = IxJix = 3200/41,7 = 77 < 120;

h = kiliy = 1650/9,75 = 170 > 120,

поэтому для уменьшения Ху предусматриваем распорки в середине высоты нижней части колонны (см. рис. 6.10, б), тогда Яу=825/9,75=84,8ж85<120.

Проверяем устойчивость колонны в плоскости действия момента. Для этого предварительно вычисляем:

1 = УЯу/Е = 77 У 215/206 000 = 2,48; rrief = г)ф = 1,43 (m/NWx) = 1,41 (80 530.228,2/1238. 7970) = 2,62;

11 = 115

1 - 0,3(5 -m)

= 1,51

1 -0,3(5 -

-1.86)

7,25 100

1,51.0,932= 1,41;

где ti5 при Л,/Лш>1 и т<5 равно (см. табл. 6.1 или 73 СНиП 11-23-81*);

Х2 48-1 (1.9-0,1.1,86)-0,02(6-1,86) X

т=е/р=Ш/Л/1Г=80530.228,2/1238.7970 = 1,86; ai = 145/2 = = 72,5 мм -половина полки двутавра № 36.

По табл. 6.2 находим по интерполяции коэффициент Ф.=0,31.

Уточняем вертикальное усилие jV с учетом добавления собственного веса колонны G по формуле ЮОМН 100.1238.20,3

О = - ----=: 37 7 кН

4>,Ry 0,310.21,5.10* -к" (здесь /?„ = 21,5.104 кН/м; Л/= 1238+37,7 = 1276 кН),

Напряжение в нижней части колонны определяем по формуле (2.30)

а = /У/фЛ= 1276/0,31.228,2 = 18,04 кН/см? (180 МПа)</?г, у = 215 МПа. Проверяем устойчивость нижней части колонны из плоскости рамы. Предварительно вычисляем коэффициент с:

с = Р/(1 +ат) = 1/(1 +0,752.2,04) = 0,395, где р=1, так как Ху = 85<Хс=3,14/2,06X107215=96; a = 0,65-f 4-0,05m=0,65+0,05.2,04=0,752; m. = AlU Vir, = 40260.228,2/1276x Х3520=2,04; Af-момент в средней трети высоты нижней части

колонны (см. рис. 6.14,6), равный (2/3) (805,3 + 470)-470= = 380 кН-м<0,5Л1,„ах= 0,5-805,3 = 402,6 кН-м.

Принимаем М; = 0,5 Мад=402,6 кН-м. Проверяем устойчивость стержня колонны из плоскости действия момента по формуле (2.31)

а = Л сфг,Л= 1276/0,395-0,681-228,2 = 20,78 кН/см» (208 МПа)</?г,Ус = 215 МПа

(здесь ф;;=0,681 при Ху=85 по табл. 1 прил. IV).

Местная устойчивость полок нижней части колонны обеспечена, так как соблюдается условие beflt=0,5(38- 1)1,8-=10,3<16,6 .(приЯ;.=77).

Для проверки iwecTHoft устойчивости стенки предварительно вычисляем:

а= (a-ai)/a = [15,9-(-3,86)1/15,6 = 1,26> 1,

где а=Л Л+ (Л1 .) </е= 1276/228,2+ (80 530/398 327) (97,8/2) =6,02 + +9,88=15,9 кН/см2 (159 МПа);

01 = N/A-(M/h)yo = 1276/228,2-(80 530/398 327) (97,8/2) =6,02--9,88=-3,86 кН/см2;

т=0 1„ш=91,1/97,8-1=0,932 кН/сн.

Так как а>1, то местную устойчивость стенки проверяем по формуле (90) СНиП П-23-81*

= 4,35

(2а- 1) Е

<3,81/"я7,

Р= 1,4 (2а-1)т/а= 1,4 (2-1,26- 1) 0,932/15,9 = 0,125; 4,

/ Imax V о(2 а+ 1/"а2 + 4р2)

[JhL] 4 35 1/ (2-1.26- 1) 26/10*

\ t Imax V 15,9(2-1,26 +l/"!.

262+ 4 0,125»)

= 124,8 > 117,6;

3,8 l/"£/i?j, = 3,8 "Кг,06-105/215= 117,6;

принимаем {hef/t)max=U7,d; фактически отношение hw/ ц,=97,8/1=97,8< 117,6, следовательно, местная устойчивость стенки обеспечена и площадь всей стенки учитывается в расчете.

Расчет соединения верхней части колонны с нижней. Стык наружных полок проектируем сваркой встык прямым швом, а внутренней полки-накладкой (рис. 6.15,а). Определяем усилия в полках верхней части колонны при расчетных значениях М я N в сечении 3-3 (табл. 6.8):

, РЕЛЬС УСЛОВНО

не показан

Рис, 6.15. Сопряжение верхней части ступенчатой колонны с нижней частью

а~ с помощью стыковой накладкн. б - с устройством прорези на внутренней полке верхней части колонны- /- болты es 20; 2 -КР-70; 3- накладка - 420X16, /-П20; 4-то же 420X16

Mi=+24kH-m, Л?1 = 452 кН; М2 =-427 кН- м! /V2 = 630 kH."

Усилие В наружной полке:

Pos = NJ2 + MJhb = 452/2 + 24/0,5 = 274 кН.

Проверяем напряжение в стыковом шве, выполняемое электродами марки Э42,

а = Fasltf b = 274/1,8.38 = 4 кН/см (40 МПа) < Ry = = Ry = 215 МПа.

Усилие во внутренней полке

Ри = iVj/2 + Alj ib = 630/2 + 427/0,5 = 1169 кН.

Длина шва нахлестки накладки /» составляет (при

расчете по металлу шва)

Iw = Ful2 (Р/ kf) Rwi ywf Vo = 1169/2•0,7-1,2 -18 = 38,7 см, где Rwf=\8 кН/см (180 МПа), y,= l, ус=1, k,= \2 мм

Принимаем kf = lO мм, толщину накладки ;=18 мм (из условий равнопрочности с полкой) и длину нахлестки /р=500 мм. Длину заделки накладки на стенке нижней части колонны назначаем 600 мм с приваркой швами высотой kf = 10 мм (равной толщине стенки нижней части колонны). Вариант соединения внутренней полки верхней части колонны с нижней без накладки, с прорезью на полке, показан на рис. 6.15. б.

Расчет базы сплошной колонны. Расчетные усилия принимаем по сечению /-/ (табл. 6.9): /И=+805,3 кНХ Хм; /V=1238 кН. По конструктивным соображениям определяем ширину опорной плиты:

В bf + 2icp + 2с = 38 -\- 2- \ +2-4 = 48 см,

где bf - ширина полки колонны равная 38 см; tcp - толщина траверсы, принимаемая равной 10 мм; с - вылет консоли плиты, назначаемый обычно в пределах 30-50 мм.

Принимаем в соответствии с ГОСТ 82-70* S=48 см. Определяем длину плиты по формуле

l = n/2BR + ]/n/[2BRY + 6M/BRI , (6.9)

где - расчетное сопротивление бетона фундамента, принимаемое по формуле (6 7) (предварительно можно принимать /?(,=фб/?б= = l,\Rb); для бетона класса В 12,5 /?ь = 7,5 МПа и /?й=1,1-7,5=

0 1 2 3 4 5 6 7 8 9 10 11 12 13 14 15 16 17 18 19 20 21 22 23 24 25 26 27 28 29 30 31 [ 32 ] 33 34 35 36 37 38 39 40 41 42 43 44 45 46 47 48 49 50 51 52 53 54 55 56 57 58 59 60 61 62 63 64 65 66 67 68 69 70 71