Конструктивная схема одноэтажного промышленного здания

Содержание 1. Исходные данные 2. Компоновка конструктивной схемы производственного здания 3. Расчет подкрановой балки 4. Расчет стропильной фермы
5. Расчет поперечной рамы каркаса 6. Расчет колонны Список используемой литературы 1.Исходные данные § Район строительства –Вильнюс (вариант №2) § Схема фермы-№2 (схема компоновки №4) (рассчитать узлы Ж, Е) § Пролет фермы -20 м § Длина панели верхнего пояса-2,5м § Опорная стойка –1,6м (уклон i=1/8) § Шаг фермы –6 м § Сталь марки 14Г2 (С345 то же самое) § Постоянные нормативные нагрузки (кН/м2)-0,6-0,2-0,14-0,4 § Вес тельфера 70кН 2.Компановка конструктивной схемы аркаса производственного здания Рис.1 - Необходимо определить вертикальные размеры стоек рамы (колонны) Расстояние от головки кранового рельса до низа фермы составляет: Н2=(Нс+100)+а, где Нс- габаритный размер крана по высоте; Нс=2750мм; 100мм-установленный по технике безопасности зазор между габаритом крана и стропильными конструкциями; а- размер, учитывающий прогиб конструкции покрытия, а=200…400мм Н2=(2750+100)+400=3250мм=3,4м Высота цеха от уровня пола до низа ригеля Н=Н1+Н2, где Н1 – наименьшая высота от пола до головки кранового рельса Размер Н принимается кратным 0,3м. Н=6800+3400=10200мм=10.2м. Принимаем Н=10.2 м. Высота верхней части колонны l2=hg+hr+H2, где hg – высота подкрановой балки, которую предварительно принимаем hg=600 мм; hr – высота кранового рельса; hr=120мм l2=600+120+3400=4120мм=4.12м Высота нижней части колонны от низа базы до уступа колонны l1=H+hb-l2, где hb – заглубление базы колонны по отношению к уровню пола, принимаем hb=1000мм l1=10200+1000-4120=7080мм=7,08м. Общая высота колонны от низа базы до низа ригеля l= l1+ l2 l=7080+4120=11200мм=11,2м Определяем размеры сечений колонны Высота поперечного сечения верхней части колонны из условия обеспечения ее жесткости должна быть h2>(1/12)l2; принимаем h2=500мм. В этом случае привязка наружной грани колонны к продольной координационной оси определяется величиной Bo=250мм, т.е. координационная ось проходит по середине верхней части колонны Высота поперечного сечения нижней части колонны определяется из выражения h1=Bo+λ, где λ – расстояние от оси подкрановой балки до координационной оси, принимаем λ=750мм h1=250+750=1000мм Из условия жесткости необходимо, чтобы величина h1 отвечала неравенству h1>(1/20…1/30)l1 – условие удовлетворяется. Пролет мостового крана Lc=L-2 λ, где L- пролет здания Lc=24000-2·750=22500мм=22,5м. Высота стропильной фермы h=[1/8…1/12]L=Примем h=3100 мм 3. Расчет подкрановой балки Определение нагрузок на балку Характеристики заданного мостового крана: § Грузоподъемность крана Р=300кН § Пролет крана Lc=22,5м § Ширина крана Вс=6,3м § База крана Кс=5,1м § Сила давления колеса на подкрановый рельс Fн=315 кН § Вес тележки G=120 кН § Вес крана общий Gс=520 кН § Тип кранового рельса КР-70 Расчетная сила вертикального давления колеса на кран F=Fн·γf·nc·ka, Где γf- коэффициент надежности по нагрузке, принимаемый равным 1,1 nc- коэффициент сочетаний, равный 0,85 при расчете на действие двух сближенных кранов нормального режима работы ka- коэффициент динамичности, равный 1 для кранов нормального режима работы F=315·1,1·0,85·1=295 кН Нормативная горизонтальная сила при торможении тележки, приходящаяся на одно колесо крана Тn=0,05(P+G)/n Тn=0,05(300+120)/2=10,5 кН Расчетная горизонтальная сила, создаваемая одним колесом крана T=Tn·γf·nc·ka T=10,5·1,1·0,85·1=9,8 кН Рис. 5. Схема нагрузок от мостового крана Определение усилий в балке Расчетное значение изгибающего момента Mf=α·F·Σyi , где α - коэффициент, учитывающий собственный вес подкрановой конструкции, равный для балок пролетом 6 м- 1,03; Σyi- сумма ординат линии влияния под силами F Наибольшая ордината у, при пролете 6 м (1,5+0,9)= 2,4 Наименьшее расстояние между колесами двух кранов В = Вс-К = 6,3-5,1= 1,2м Mf=1,03·295·2,4=729 кН*м Рис. 6. Схема к определению при м. Рис. 7. Схема к определению при = 6 м Расчетное значение поперечной силы Qf= α·F·Σyi где Σyi - сумма ординат линии влияния поперечной силы под силами F. QF = 1,03· 295· (1+0,8) = 547 кН Наибольшая ордината линии влияния у1=1 Нормативное значение изгибающего момента М1n= α·F·Σyi =1,03·295·1,5=456 кН*м Расчетный изгибающий момент Мт от горизонтального воздействия крановой на грузки на балку определяют при таком же положении сближенных кранов, как и при расчете МF Поэтому величина МT, может быть найдена из сочетания Мт = MF·T/F= 729·9,8/295= 24,2 кН·м Подбор и компановка сечения балки Требуемый момент сопротивления балки Wxmp=Mf·β·γn/Ry·γc где Mf-расчетный изгибающий момент, кН·см Ry- расчетное сопротивление стали растяжению, сжатию, изгибу по пределу текучести; Ry=33 кН/см2 β-коэффициент, учитывающий дополнительные напряжения в верхнем поясе балки от горизонтального воздействия крановой нагрузки; принимаемый равным β=1,05 γn- коэффициент надежности по назначению; γn=1 γс- коэффициент условий работы, принимаемый в данных условиях γс=1 Wxmp=72900·1,05·1/33·1=2320 см3 Рис. 8. Схема подкрановой и тормозной балок Минимальная высота подкрановой балки hmin =5·γc·Ry·l·n0·Mln/24·E·Mf где l-пролет балки, см Е- модуль упругости стали Е=206·102 кН/см2 Mln – нормативный изгибающий момент в балке при загружении ее одним краном n0- величина, обратная предельному относительному прогибу, для балок под краны нормального режима n0=400 hmin =5·1·33·600·400·45600/24·20600·72900=50,1 см
Оптимальная высота балки hopt=k·Ö(Wxmp/tw) где k- коэффициент, зависящий от конструктивного оформления балки; при постоянном сечении сварных балок k=1,15 tw- толщина стенки, см
Предварительно толщина стенки определяется по формуле tw=7+3 hmin/1000 tw=7+3·501 /1000=8,5 мм Принимаем tw=9 мм hopt=1,15·Ö(2320/0,9)=58,4 см Принимаем h=60 см Уточним толщину стенки из условия обеспечения ее прочности при работе на срез ( сдвиг) tw>1,5·Qf· γn/hw·Rs· γc где hw- высота сечения; hw=h-2tf=60-2*1,8=56,4см tf- толщина пояса, предварительно принимаемая равной tf=14-20мм; =18мм Rs- расчетное сопротивление сдвигу, кН/см2; Rs=19,14 кН/см2 tw>1,5·547· 1/56,4·19,14· 1=0,48см Оставляем толщину tw =9мм. hopt=1,15·Ö(2320/0,9)=58,4 см Принимаем h=60 см Проверка: tw>1,5·547· 1/56,4·19,14· 1=0,76см tw=0,9см>=0,76см Требуемая площадь сечения каждого поясного листа при симетричной балке равна Аf=Wxmp/h- tw·h/6 Аf=2320/60- 0,9·60/6=29,7 см2 Толщина поясного листа tf=18мм. Ширина поясных листов bf=180мм. Площадь сечения поясного листа Af=tf*bf=1,8*18=32,4см2. По требованию обеспечения местной устойчивости поясов балки необходимо чтобы соблюдалось условие Bef/tfгде Bef – ширина свеса сжатого пояса Bef=(Bf-tw)/2 Bef=(180-9) /2=85,5мм 8,55/1,84,75Условие выполняется Проверка прочности и жесткости подкрановой балки Площадь сечения элементов (см2): Стенки балки Aw=hw·tw=56,4·0,9=50,76 cм2 Верхнего пояса Aft=Bf·tf=32,4 cм2 Нижнего пояса Afb=Bf·tf=32,4 cм2 Тормозного листа Ash=Bsh·tsh=85·0,6=51см2 где tsh- толшина стального рифленого листа: tsh=6мм Bsh- ширина стального листа, зависящая от конкретных размеров конструкций и измеряющаяся в пределах 85…90 см. =85см. Площадь поперечного сечения швеллера Aсh, выполняющая роль пояса тормозной балки для швеллера №16 Aсh= 18,1 см2 Момент инерции (см4) площади поперечного сечения балки относительно оси Х-Х Ix= hw3·tw/12+2·( Bf·tf3/12+ Afb((hw+ tf)/2)2) Ix= 56,43·0,9/12+2·( 18·1,83/12+ 32,4((56,4+ 1,8)/4)2)=68346 см4 Расстояние от центра тяжести тормозной балки до оси Y0-Y0 (см) Хc=(Ach·Xcho+Ash· Xsho)/( Ach+ Ash+2Aft) Хc=(18,1·83+51· 40,5)/( 18,1+ 51+2*32,4) =26,7 см где Xcho – расстояние от оси Y0-Y0 балки до центра тяжести окаймляющего швеллера Xsho – расстояние от оси Y0-Y0 балки до центра тяжести тормозного листа Момент инерции площади поперечного сечения тормозной балки относительно оси Y-Y (см4) Iy=Ich+AchXch2+tshb3sh/12+ AshXsh2+ tfb3f/12+AftXc2 где Xch-расстояние от оси Y-Y до центра тяжести швеллера Xsh-расстояние от оси Y-Y до центра тяжести тормозного листа Ich- собственный момент инерции швеллера Iy=63+18,1·56,32+0,6·853/12+ 51·13,82+ 1,8·183/12+32,4·26,72=121826 см4 Моменты сопротивления площади поперечного сечения: -подкрановой балки относительно оси Х-Х Wx=2Ix/h Wx=2*68346/60=2278 см3 -тормозной балки относительно оси Y-Y Wy=Iy/(Xc+bf/2) Wy=121826/(26,7+18/2)=3413 см3 Статический момент (см3) половины сечения подкрановой балки относительно нейтральной оси Х-Х Sx= Af(hw+tf)/2 + Awhw/8 Sx= 32,4(56,4+1,8)/2 + 50,76·56,4/8=1300 см3 Проверка прочности подкрановой балки по нормальному напряжению в ее верхнем поясе производится по формуле σмах=Mf/Wx+Mt/Wyσмах=72900/2278+2420/3413=32,7кН/см2Условие выполнено. Проверка прочности балки по касательному напряжению: τmax=QfSx/Ixtwτmax=547·1300/68346·0,9=11,6кН/см2Проверка прочности стенки балки по местному напряжению от давления кранового колеса σloc=γwfγfFn/twlef σloc=1,1·1,1·315/0,9·23,4=18,1кН/см2 где γwf- коэффициент, учитывающий неравномерность давления колес и повышенную динамичность под стыком рельсов, принимаемый для кранов нормального режима работы γwf=1,1 γf-коэффициент надежности по нагрузке γf=1,1 lef- условная длина распределения местного давления (см), определяемая в сварных балках по формуле lef=3,25* 3Ö(If/tw)=3,25* 3Ö(336/0,9)=23,4см где If- сумма моментов инерции площади сечения верхнего пояса балки и кранового рельса относительно собственных осей If=bft·tf3/12+Ir=18·1,83/12+327=336см4 Ir- момент инерции кранового рельса, принимаемый по соответствующему ГОСТу. =327см4 Проверка жесткости подкрановой балки производится по формуле f=Min·l2·γc/10·E·Ix f=45600·6002·1/10·20600·68346=1,2см где f- прогиб балки от нормативной нагрузки Min-нормативный изгибающий момент (кН·см) в балке от загружения ее одним краном fu- предельный прогиб, равный для балок под краны режимов работы 1К-6К l/400=600/400=1,5см Перенапряжения в конструкциях не допускаются. Обеспечение местной устойчивости элементов подкрановой балки Общая устойчивость подкрановой балки при наличии тормозной балки обеспечена. Местная устойчивость сжатого (верхнего) пояса подкрановой балки обеспечена, если выполняется условие Bef/tfгде Bef-ширина свеса пояса 8,55/1,84,75Условная гибкость стенки балки λw=(hw/tw) √(Ry/E)≤ 2,2 λw=56,4(33/20600) 1/2/0,9=2,173Определение размеров опорного ребра балки Разрезная подкрановая балка опирается на колонну посредством опорного ребра с выступающим пристроганным торцом Требуемая площадь сечения ребра (см2) Ap>Qf·γn/Rp· γc где Rp- расчетное сопротивление стали смятию торцевой поверхности, кН/см2 Ap>547·0,95/48·1=11 см2 Ширина опорного ребра (см) Bα=Ap/tα=11/1,2=9,2 см где tα- толщина ребра, назначаемая в пределах 12…20мм. =1,2см Принимаем Bα=180 мм Ширина выступающей части ребра (ширина свеса Bef) из условия обеспечения его местной устойчивости должна отвечать неравенству Bef/tαШирина свеса Bef=(Bα-tw)/2=(9,2-0,9)/2=4,15см 4,15/1,23,46Местная устойчивость обеспечена. Выступающая вниз часть ребра а должна отвечать неравенству аПринимаем а=18мм 18≤1,5·12=18мм – условие выполняется Определение веса и массы подкрановой балки Вес подкрановой балки (кН): G=ψAlγct, где ψ-строительный коэффициент, принимаемый для сварных балок с поперечными ребрами жесткости: ψ=1,2 А- площадь поперечного сечения балки, м2 γct- объемный вес стали: γct=78,5 кН/м3 l-пролет балки,м
A=ΣAi=Aw+2Af+Ash+Ach=50,76+2*32,4+51+18,1=184,66см2=0,0185м2 G=1,2*0,0185*6*78,5=10,5кН Масса подкрановой балки (т): M=G/g где g – ускорение свободного падения. = 9,81м/с2
М=10,5*1000/9,81=1070кг=1,07т 4.Расчет стропильной фермы Исходные данные : Схема : № 2. Схема компановки:№4. Пролёт фермы :24 м. Длинна панели нижнего пояса : 3м. Опорная стойка : 1,6м. Шаг фермы : 6 м. Сталь фермы : 14Г2 Постоянные нормативные нагрузки : 0,6 – 0,2 – 0,14 – 0,4кН/м2 Вес тельфера 70 кН. Район строительства: Вильнюс. Рассчитать узлы :Е. Уклон фермы : 1/8 Определим геометрические длины всех панелей поясов. L15 = L14 = L13 = L12 = L11 = L10 = L9 = L8 = 3 м. tg α = 1/8 α = 7012’ sin α = 0.124 cos α = 0.992 L0 = L1 = L2 = L3 = L3 = L4 = L5 = L7 = L6 = 3 м. Определим геометрические длины всех стоек. L’0 = L’16 = 1,6 м. L’2 = L’14 = 1,98 м. L’4 = L’12 = 2,36 м. L’6 = L’10 = 2,74 м. L’8 = 3,1 м. Определяем геометрические длины всех раскосов. L’5=L’11=3,8м Определение нагрузок на ферму. На ферму действует два вида нагрузок: § Постоянная от собственного веса конструкций покрытия § Кратковременная снеговая Таблица 1 - Нагрузки на ферму приведены в табличной форме: Вид нагрузки Составляющие нагрузки Нормат. Значение нагрузки, кН/м2 Коэффи циент надеж-ности по нагрузке Расчетное значение нагрузки, gi кН/м2 Постоянная Гравийная защита-20мм; ж/б плита gn=0,4; 1,4 γf=1,3; γf=1,1 gn*γf=0,52; 1,54 Гидроизоляционный рубероидный ковер в 3 слоя 0,15 1,3 0,198 Утеплитель-пенобетоннные плиты толщиной120мм, γ=5 кН/м3 0,6 1,2 0,72 Пароизоляция из одного слоя рубероида 0,05 1,3 0,065 Выравнивающая цементная стяжка толщиной 20мм 0,4 1,3 0,52 Стальные конструкции покрытия (фермы, связи) 0,4 1,05 0,42 ИТОГО g=3,98 Кратко-временная Снег по всему покрытию 0,5 1,4 0,7 ВСЕГО 4,68 Собственный вес фермы со связями определяется по формуле gn=1,2ψir L, где ψir =3- коэффициент веса, изменяющийся для ферм L=12…24м при нагрузке 1,4…4кН/м2 gn=1,2·3·24=86,4 кН/м2 Полное расчетное значение снеговой нагрузки: S=Sn· γf ,где γf-коэффициент надежности по нагрузке. =1,4 S=0,5·1,4=0,7кН/м2 Нормативное значение Sn=1*S0 Sn=1·0,5=0,5 кН/м2 Расчетное значение погонной постоянной нагрузки (кН/м), где В=6м-шаг фермы g1=gB=3,98·6=23,88кН/м Расчетное значение погонной снеговой нагрузки(кН/м) S1=SВ=0,7·6=4,2кН/м Узловая нагрузка на промежуточные узлы фермы (кН) F1=(g1+S1)·d, где d=3м- длина панели верхнего пояса F1=(23,88+4,2)·3=84,24 кН Нагрузка на надопорный узел F2 будет вдвое меньше, так как она собирается с половины панели F2=0,5 F1 F2=0,5·84,24=42,12 кН Опорные реакции определяются по формуле V=ΣFi/2, где ΣFi- сумма всех узловых нагрузок на ферму V=8*84,24/2=336,96 кН Определение усилий в стержнях фермы Загружение 1 Эпюра N Единицы измерения - кН № элем N(кН) № элем N(кН) № элем N(кН) 1 -337 12 -641 23 -45 2 -337 13 -703 24 -131 3 0 14 -676 25 -229 4 447 15 -676 26 53 5 643 16 -703 27 64 6 693 17 -641 28 236 7 693 18 -521 29 492 8 643 19 -229 30 53 9 447 20 -131 31 64 10 0 21 -45 32 236 11 -521 22 85 33 492 Усилия ( нормальные силы ) в стержнях фермы пролетом 24 м Элементы фермы Обозначение стержней Усилия в стержнях, кН
Сжатие Растяжение Верхний пояс 18 17 16 15 14 13 12 11 521 641 703 676 676 703 641 521 Нижний пояс 3 4 5 6 7 8 9 10 0 447 643 693 693 643 447 0 Раскосы 33 32 31 30 26 27 28 29 492 236 64 53 53 64 236 492 Стойки 2 19 20 21 22 23 24 25 1 337 229 131 45 45 131 229 337 85 Подбор уголковых профилей для стержней фермы Стропильные фермы относятся к так называемым легким фермам, для которых наиболее распространены стержни таврового сечения из двух прокатных уголков. Перспективными являются фермы, стержни которые выполняются из труб, фермы с применением элементов таврового сечения и др. Назначение толщины фасонок Толщина узловых фасонок назначается в зависимости от усилий в стержнях решетки. По наибольшему усилию назначается толщина фасонок = 14мм, которая может быть принята одинаковой во всех узлах фермы. Подбор сечений стержней фермы Верхний пояс: Требуемая площадь сечения сжатого стержня (см2) определяется из условия обеспечения его устойчивости по формуле Aтр=N·γn/φ·Ry· γc где N- продольная сила в стержне, кН φ-коэффициент продольного изгиба Задаемся гибкостью λ=90; φ=0,6 Aтр=703·1,1/0,6·33·0,85=46 см2 Затем находят требуемые радиусы инерции (см): где λ0 =90 – гибкость стержня; = 3 м - расчетная длина стержня в плоскости фермы, принимаемая равной его геометрической длине; - расчетная длина стержня из плоскости фермы, зависящая от системы связей между фермами и от способа крепления к фермам плит или прогонов (можно принимать = ). ix тр= iу тр= 300/90=3,3 см Принимаем сечение из двух уголков №10 (толщина фасонки 14мм) Афакт,уголка=29,8 см2 ix=2,98 см= iy Посчитаем фактические гибкости стержня: Т.к. уголок равнополочный, принимаем λх = 300/2,98=101 λy = 101 φmin=0,5 Проверка стержня на устойчивость: σ=N / φ ·Aσ=703/(0,5·2*29,68) =11,8Фактические гибкости сопоставляются с предельной гибкостью, равной для сжатых поясов и опорных раскосов: λu=180-60α, где α- коэффициент, принимаемый не менее 0,5 α=703·1,1/(0,5·59,36·0,85·33) =0,93 λu=180-60·0,93=124,2 λх=101 Нижний пояс: Требуемая площадь сечения уголков растянутого стержня (см2) определяется по формуле: Aтр=N·γn/ Ry· γc где N- продольная сила в стержне, кН Aтр=693·1,1/33·0,85=27,2 см2 Принимаем сечение из двух уголков №11/7 Афакт,уголка=13,93 см2 Затем подобранное сечение проверяем по гибкости ix=3,51 см, iy=1,98 см , λх=lx/ix=300/3,51=85,5 λy= ly/iy=300/1,98=151,5где lx- расчетная длина стержня в плоскости фермы, равная его геометрической длине ix - радиус инерции принятого сечения Сечение принято. Стержни решетки: Требуемая площадь сечения сжатого стержня стойки (см2) определяется из условия обеспечения его устойчивости по формуле Aтр=N·γn/φ·Ry· γc Задаемся гибкостью λ=150; φ=0,2 Aтр=337·1,1/0,2·33·0,85=66,1 см2 Принимаем сечение из двух равнополочных уголков №12,5: Афакт,уголка=33,37см2 ix=3,8см=iy λх=0,8*lmax/ix=0,8*410/3,8=86,3=λy φmin=0,5 Проверка стержня на устойчивость σ=N / φ ·Aσ=337/0,5·2*33,7=10,1λu=210-60α где α- коэффициент, принимаемый не менее 0,5. α=N·γn / φmin·Ry· γc·A=337·1,1/0,5·66,74·0,8·33=0,42 λu=210-60·0,5=180 λх=86,3 Требуемая площадь сечения растянутых раскосов (см2) определяется по формуле: Aтр=N·γn/ Ry· γc где N- продольная сила в стержне, кН Aтр=492·1,1/33·0,85=19,3 см2 Принимаем сечение из двух неравнополочных уголков №8/6 (толщина фасонки 14 мм) Афакт,уголка=10,67см2 Затем подобранное сечение проверяем по гибкости ix=2,5см iy=1,74см λх=0,8lx/ix=0,8*380/2,5=122 λy= ly/iy=380/1,74=218 Сечение принято. Требуемая площадь сечения сжатых раскосов (см2) определяется из условия обеспечения его устойчивости по формуле Aтр=N·γn/φ·Ry· γc Задаемся гибкостью λ=150; φ=0,2 Aтр=337·1,1/0,2·33·0,85=66,1 см2 Принимаем сечение из двух равнополочных уголков №12,5: Афакт,уголка=33,37см2 ix=3,8см=iy λх=0,8*410/3,8=86,3=λy φmin=0,5 Проверка стержня на устойчивость σ=N / φ ·Aσ=337/0,5·66,74=10, 1 λu=210-60α где α- коэффициент, принимаемый не менее 0,5. α=N·γn / φmin·Ry· γc·A=337·1,1/0,5·66,74·0,8·33=0,42 λu=210-60·0,5=180 λх=86,3 Сечение принято. Результаты расчетов по подбору профилей для стержней фермы Элемент Обозн. Стерж. Усил. КН Прин. сечен. Площ. Сечен. См2 Радиусы инерции,см Гибкость λu φm γc σ кН/см2 R γc/ γn кН/см2 ix iy λx λy Верхний пояс 18 -521 110х110х8 59,36 2,98 2,98 101 101 124,2 0,5 0,85 8,8 33 17 -641 110х110х8 59,36 2,98 2,98 101 101 124,2 0,5 0,85 10,8 33 16 -703 110х110х8 59,36 2,98 2,98 101 101 124,2 0,5 0,85 11,8 33 15 -676 110х110х8 59,36 2,98 2,98 101 101 124,2 0,5 0,85 11,4 33 14 -676 110х110х8 59,36 2,98 2,98 101 101 124,2 0,5 0,85 11,4 33 13 -703 110х110х8 59,36 2,98 2,98 101 101 124,2 0,5 0,85 11,8 33 12 -641 110х110х8 59,36 2,98 2,98 101 101 124,2 0,5 0,85 10,8 33 11 -521 110х110х8 59,36 2,98 2,98 101 101 124,2 0,5 0,85 8,8 33 Раскосы 33 492 70х70х5 21,34 2,5 1,74 122 218 400 - 0,85 23,1 33 32 236 70х70х5 21,34 2,5 1,74 122 218 400 - 0,85 11,1 33 31 64 70х70х5 21,34 2,5 1,74 122 218 400 - 0,85 3 33 30 -53 70х70х5 66,74 3,8 3,8 86,3 86,3 180 0,5 0,8 0,8 33 26 -53 70х70х5 66,74 3,8 3,8 86,3 86,3 180 0,5 0,8 0,8 33 27 64 70х70х5 21,34 2,5 1,74 122 218 400 - 0,85 3 33 28 236 70х70х5 21,34 2,5 1,74 122 218 400 - 0,85 11,1 33 29 492 70х70х5 21,34 2,5 1,74 122 218 400 - 0,85 23,1 33 Стойки 2 -337 75х75х6
66,74 3,8 3,8 86,3 86,3 180 0,5 0,8 5,1 33 19 -229 75х75х6 66,74 3,8 3,8 86,3 86,3 180 0,5 0,8 3,4 33 20 -131 75х75х6 66,74 3,8 3,8 86,3 86,3 180 0,5 0,8 2 33 21 -45 75х75х6 66,74 3,8 3,8 86,3 86,3 180 0,5 1 0,7 33 22 85 75х75х6 21,34 2,5 1,74 122 218 180 - 0,85 4 33 23 -45 75х75х6 66,74 3,8 3,8 86,3 86,3 180 0,5 0.8 0,7 33 24 -131 75х75х6 66,74 3,8 3,8 86,3 86,3 180 0,5 0,8 2 33 25 -229 75х75х6 66,74 3,8 3,8 86,3 86,3 180 0,5 0,8 3,4 33 Раскосы 1 -337 75х75х6 66,74 3,8 3,8 86,3 86,3 180 0,5 0,8 5,1 33 Нижний пояс 3 0 70х70х6 27,86 3,51 1,98 85,5 151,5 400 - 0,85 0 33 4 447 70х70х6 27,86 3,51 1,98 85,5 151,5 400 - 0,85 16,1 33 5 643 70х70х6 27,86 3,51 1,98 85,5 151,5 400 - 0,85 23,1 33 6 693 70х70х6 27,86 3,51 1,98 85,5 151,5 400 - 0,85 24,9 33 7 693 70х70х6 27,86 3,51 1,98 85,5 151,5 400 - 0,85 24,9 33 8 643 70х70х6 27,86 3,51 1,98 85,5 151,5 400 - 0,85 23,1 33 9 447 70х70х6 27,86 3,51 1,98 85,5 151,5 400 - 0,85 16,1 33 10 0 70х70х6 27,86 3,51 1,98 85,5 151,5 400 - 0,85 0 33 Таблица - Количество типов уголков Расчет узлов фермы Стержни фермы в узлах связываются листовыми фасонками, к которым они прикрепляются с помощью электросварки. Конструктивная длина шва по обушку определяется по формуле
длина шва по перу определяется по формуле где α- коэффициент, учитывающий долю усилия, приходящегося на обушок N- усилие в стержне, кН βf-коэффициент провара (при ручной сварке βf=0,7) Kf1, Kf2- толщины швов соответственно по обушку и по перу, см Rwf- расчетное сопротивление угловых швов среза по металлу шва, равное при использовании электродов типа Э50: Rwf= 21 кН/см2 γwf- коэффициент условий работы шва; γwf=1 Коэффициент α принимаем равным: для равнополочных уголков α=0,7. Толщина шва по перу уголка принимается на 2 мм меньше толщины полки уголка, но не менее 4 мм. Максимальная толщина шва по обушку уголка не должна превышать 1,2t min, где tmin-толщина более тонкого элемента (фасонки или полки уголка). Минимальная длина шва должна составлять 4 Кf или 40 мм. Максимальная расчетная длина шва не должна превышать 85βf Кf . Узел «Е» Определим длины швов поясов «6» и «7» (δ=6мм) : Конструктивная длина шва по обушку Принимаем lw1 = 22 см. Длина шва по перу lw2 = 13 см. Кf1 = 8мм = 0,8см. Kf2 = 6 мм = 0,6 см. Определим длины швов пояса «30» и «26» (δ=6мм) : Конструктивная длина шва по обушку Принимаем lw1 =4 см. Длина шва по перу lw2 = 4 см. Кf1 = 8 мм = 0,8 см. Kf2 = 6 мм = 0,6 см. Определим длины швов пояса «22» (δ=6мм) : Конструктивная длина шва по обушку Принимаем lw1 =4 см. длина шва по перу lw2 = 4 см. Кf1 = 8 мм = 0,8 см. Kf2 = 8 мм = 0,8 см. Рассчитанные длины швов наносятся на схему узла, после чего выявляются размеры фасонки и ее очертание. Принимаемое очертание фасонки должно быть простым, желательно прямоугольным. Узел Е должен иметь опорное ребро 16…25мм. Минимальная ширина ребра 180 мм. Таблица сварных швов в узлах фермы Узел Обозначение стрежней Расчетное усилие, кН Катет шва, см Длина шва, мм Конструктивная длина шва, мм По обушку Kf1 По перу Kf2 По обушку По перу По обушку L1 По перу L2 Е 22 85 0,8 0,8 4 4 26 53 0,8 0,6 4 4 30 53 0,8 0,6 4 4 6 693 0,8 0,6 22 13 7 693 0,8 0,6 22 13 Общая расчетная длина сварных швов (см), прикрепляющих горизонтальную накладку к полкам уголков по одну сторону стыка: где N- усилие в стержне нижнего пояса, помыкающем к монтажному узлу ,кН. Более подробно с конструкциями узлов стропильных ферм и особенностями их расчета следует ознакомиться по рекомендуемой литературе (1);(5);(7). Итогом проектирования стропильной фермы является составление спецификации металла на отправочный элемент, форму которой следует принять по учебнику (1). 5.Расчет поперечной рамы каркаса Определение нагрузок на раму. На раму действуют нагрузки а) постоянная – от собственного веса конструкций б)кратковременные: снеговая; крановая – вертикальная от давления колес мостового крана и горизонтальная от торможения тележки; ветровая. Рис. Рама А) Постоянная нагрузка на раму. На стойку рамы будет действовать опорная реакция ригеля (кН) Vg=g1L/2, где L- пролет ригеля (фермы); g1 – погонная расчетная нагрузка, кН/м2 Vg=23,88·24/2=286,56 кН б) Снеговая нагрузка на раму. На стойку рамы будет действовать соответствующая опорная реакция ригеля (кН) Vр=S1L/2, где S1 – погонная расчетная снеговая нагрузка, кН/м2 Vр=4,2·24/2=50,4 кН Вертикальные крановые нагрузки. Крановая нагрузка на поперечную раму определяется от двух сближенных кранов, расположенных таким образом, чтобы нагрузка была наибольшей. Расчетная вертикальная сила (кН), действующая на стойку (колонну), к которой приближены тележки кранов Dmax=γf·nc·Fn max·Σyi+G, где Fn max- наибольшее давление колеса γf- коэффициент надежности по нагрузке, γf=1,1 Σyi- сумма ординат влияния для опорного давления на колонну nc – коэффициент сочетания: nc=0,85 G- вес подкрановой балки, кН Ординаты линий влияния y1=0,267, y2=1; y3=0,8; y3=0,066. Dmax=1,1·0,85·315·(0,267+1+0,8+0,066)+10,5 =717,36 кН Расчетная вертикальная сила, действующая на другую стойку рамы Dmin=γf·nc·Fn min·Σyi+G, где Fn min- наименьшее давление колеса на кран (кН) Fn min=(P+Gc)/n0- Fn max P- грузоподъемность крана Gc- общий вес крана с тележкой n0- число колес на одной стороне крана n0=2 Fn min=(300+520)/2- 315=95 кН Dmin=1,1·0,85·95·2,4+10,5=223,68 кН Горизонтальные крановые нагрузки. Расчетная горизонтальная сила (кН) Tc= γf·nc·Tn·Σyi, где Tn- нормативная горизонтальная сила при торможении тележки, приходящаяся на одно колесо крана. Горизонтальная сила Tc может действовать на левую или правую стойку рамы, причем как в одну, так и в другую сторону.
Tc= 1,1·0,85·10,5 ·2,4=23,6 кН Ветровая нагрузка. Расчетное значение погонной ветровой нагрузки в стойке рамы (кН/м): С наветренной стороны (положительное давление): gw= γf·c·K·WоB
gw= 1,4·0,8·1·0,48·6=3,2кН/м С заветренной стороны gw´= γf·c´·K·WоB gw´= 1,4·0,6·1·0,48·6=2,4 кН/м где γf=1,4 – коэффициент надежности по нагрузке; с, c´ - аэродинамические коэффициенты, Схема к определению ветровой нагрузки (для местности типа А) равные в данных условиях соответственно 0,8 и 0,6 К – коэффициент, учитывающий изменение ветрового давления по высоте, К=1 Wc- нормативное значение ветрового давления , В- шаг поперечных рам, Ветровая нагрузка (кН), действующая на шатер, заменяется сосредоточенными силами, приложенными на уровне ригеля: С наветренной стороны Fw= γf·c·K·Wо·B·h С заветренной стороны Fw´= γf·c´·K·Wо·B·h где К- коэффициент, равный 1 h- высота шатра, м Fw= 1,4·0,8·1·0,48·6·3,1=10 кН Fw´= 1,4·0,6·1·0,48·6·3,1=7,5 кН Суммарная сила Fwо= Fw+ Fw´ cчитается приложенной к левой стойке рамы на уровне низа ригеля. Fwо=10+7,5=17,5 кН В курсовом проекте разрешается считать конструкцию стенового заполнения самонесущей, опирающееся на фундаменты. Поэтому вес стеновых ограждающих конструкций при расчете рамы не учитывается. Определение усилий в стойках рамы Фактическая высота верхней части колонны (стойки) (м): l2=hg+hr+H2-0,15, где hg – фактическая высота подкрановой балки с учетом выступающей части опорного ребра hg=600 мм; hr – высота кранового рельса; hr=120мм l2=0,6+0,12+3,4-0,15=3,97м Фактическая высота нижней части колонны (м): l1=l-l2=11,2-3,97=7,2м Далее следует предварительно принять соотношение между жесткостями сечений верхней и нижней частей колонны: где J1; J2 -моменты инерции сечений нижней и верхней частей колонны. Расчетная схема рамы и характерные сечения стойки Определение усилий в стойках рамы Усилия в стойках рамы от постоянной нагрузки От действия силы Vg( рис.16 ) на уровне ступени колонны вследствие смещения осей верхней и нижней частей стойки возникает изгибающий момент где е - эксцентриситет, равный приближенно: е=0.5*(1000-500)=250мм Мg=286,56*0,25=71,64кН*м Нормальная сила в ригеле рамы от постоянной нагрузки (то есть лишнее неизвестное) (кН): Xg= 3*71,64*(1-0,3552)/2*11,2(1+0,3553*9)=5,98кН где ; Рекомендуется принимать n= 8…12 В стойках будут действовать изгибающие моменты (рис.17 ): в сечении 1-1 =71,64-5,98*11,2=-4,7кНм в сечении 2-2 =71,64-5,98*3,97=47,9кНм в сечении 3-3 =-5,98*3,97=-23,74кНм Нормальная сила в стойках рамы (кН) =286,56кН Поперечная сила в левой стойке =5,98кН Рис. 17. Эпюра усилий в раме от постоянной нагрузки Усилия в стойках рамы от снеговой нагрузки Значения усилий в стойках рамы от снеговой нагрузки определяются путем умножения соответствующих усилий от постоянной нагрузки на переходной коэффициент К= Vp/ Vg=50,4 /286,56 =0,18 Усилия в стойках рамы от вертикальных крановых нагрузок От действия сил вертикального давления кранов на уровне консолей в стойках рамы возникают моменты Mmax= Dmax·ec ec=0, 5 м Mmax= 717,36 ·0,5=358,68 кН·м Mmin= Dmin·ec Mmin=223,68 ·0,5=111,84 кН·мСхема к определению ес , где Изгибающие моменты в расчетных сечениях левой стойки Mс 1-1= Xсl- Mmax =19,6·11,2-358,68 = -139,16 кН·м Mс 2-2= Xсl2- Mmax=19,6·3,97-358,68 = -280,87 кН·м Mс 3-3= Xсl2 =19,6·3,97=77,8кН·м Изгибающие моменты в расчетных сечениях правой стойки Mс ´1-1= Xсl- Mmin=19,6·11,2-111,84=107,7 кН·м Mс ´2-2= Xсl2- Mmin=19,6·3,97-111,84= -34кН·м Mс ´3-3= Xсl2 =19,6·3,97=77,8кН·м Нормальная сила в левой и правой стойках (кН): N= Dmax=717,36 кН N’= Dmin=223,68 кН Поперечные сили в левой и правой стойках (кН): Q= -19,6 кН Q’= 19,6 кН Усилия в стойках рамы от горизонтальных крановых нагрузок Усилие Х в ригеле (кН): Изгибающие моменты в расчетных сечениях левой стойки: MТ 1-1=±[ 23,6*7,23-4,1*11,2] =±124,7 кН·м MТ 2-2= MТ 3-3=±4,1·3,97=±16,3Н·м Изгибающие моменты в расчетных сечениях правой стойки: MТ 1-1=±4,1·11,2=±45,92 кН·м MТ 2-2= MТ 3-3=±4,1·3,97=±16,3 Н·м Поперечная сила в нижней части левой стойки Q=±( Xс-Tc)= ±4 кН в правой стойке Q=±XТ=±4,1 кН Эпюры моментов в раме от горизонтальной крановой нагрузки Усилия в стойках рамы от ветровой нагрузки Нормальная сила в ригеле (кН) от положительного ветрового давления: Усилия в левой колонне при ветре слева Изгибающие моменты в расчетных сечениях левой стойки: Mw1-1= (12,1-17,5) ·11,2-(3,2·11,22/2)=-261 кН·м Mw2-2= Mw3-3=(12,1-17,5) ·3,97-(3,2·3,972/2) = - 46,7 кН·м Нормальная сила:Nw=0 Поперечная сила: -в верхней точке колонны
Qw=17,5-12,1=5,4 кН -в заделке колонны Qw(1-1) =17,5-12,1+3,2*11,2=41,24 кН Эпюры усилий в рамеот ветровой нагрузки (ветер слева)
Эпюры усилий в раме от ветровой нагрузки (ветер справа) Усилия в правой колонне при ветре слева Изгибающие моменты в расчетных сечениях: Mw1-1= 12,1·11,2+(2,4·11,22/2)=286кН·м Mw2-2= Mw3-3=12,1·3,97+(2,4·3,972/2)=67 кН·м Нормальная сила : Поперечная сила: в верхней точке колонны Qw=Xw Qw=12,1кН в заделке колонны Q¢w(1-1)=Xw+q¢wl Q¢w(1-1)=12,1+2,4·11,2=38,98 кН Эпюры усилий в раме от ветровой нагрузки (ветер слева) При ветре справа колонны как бы меняются местами, при этом изменяется знак поперечной силы Q. Таким образом: Усилия в левой колонне при ветре справа: Изгибающие моменты в расчетных сечениях: Mw1-1= 12,1·11,2+(2,4·11,22/2)=286кН·м Mw2-2= Mw3-3=12,1·3,97+(2,4·3,972/2)=67 кН·м Нормальная сила : Поперечная сила: в верхней точке колонны Qw=-Xw Qw=-12,1кН в заделке колонны Q¢w(1-1)=-(Xw+q¢wl) Q¢w(1-1)=-(12,1+2,4·11,2)=-39 кН Усилия в правой колонне при ветре справа Изгибающие моменты в расчетных сечениях левой стойки: Mw1-1= (12,1-17,5) ·11,2-(3,2·11,22/2)=-261,2 кН·м Mw2-2= Mw3-3=(12,1-17,5) ·3,97-(3,2·3,972/2) = - 46,7 кН·м Нормальная сила:Nw=0 Поперечная сила: -в верхней точке колонны Qw=12,1кН -в заделке колонны Qw(1-1) =12,1+2,4*11,2=39 кН Полученные результаты заносим в сводную таблицу. Сводная таблица усилий в левой стойке рамы Ном. загр. Вид загружения Схемы рамы и эпюр М Коэф. соче- таний Часть стойки нижняя верхняя Сечения 1-1 2-2 3-3 М кН·м N кН Q кН М кН·м N кН М кН·м N кН 1 Постоянная нагрузка, собственный вес ригеля 1,0 -4,7 286,6 5,98 47,9 286,6 -23,7 286,6 2 Снеговая нагрузка 1,0 -0,9 51,6 1,1 8,6 51,6 -4,3 51,6 3 Крановые моменты (тележка слева) 1,0 -139,2 717,4 -19,6 -280,9 717,4 77,8 717,4 4 Крановые моменты (тележка справа) 1,0 107,7 223,7 19,6 -34 223,7 77,8 223,7 5 Поперечное торможение кранов (сила приложена к левой стойке) 1,0 ± 124,7 ±4 ± 16,3 6 Поперечное торможение кранов (сила приложена к правой стойке) 1,0 ±45,9 ±4,1 ± 16,3 7 Ветровая нагрузка (ветер слева) 1,0 -2,61 41,2 -46,7 8 Ветровая нагрузка (ветер справа) 1,0 261,2 39 -46,7 6.Расчет колонны Определение расчетных усилий. Расчетные усилия для верхней (сечение 3-3) и нижней (1-1) частей колонны принимаем по таблице М1=392 кН·м N1=1279 кН
М3=128 кН·м N3= 1279 кН Определение расчетных длин. l1 =7230мм– длина подкрановой части колонны; l2 =3970мм– длина надкрановой части колонны. Расчетные длины частей колонны в плоскости рамы lx2ef=μ2l2=3·3,97=11,9м lx1ef=μ1l1=2,5·7,23=18,1м Расчетные длины частей колонны из плоскости рамы lу2ef=l2-hg=3,97-0,6=3,37м ly1ef=l1=7,23м Расчет верхней части колонны. Предварительный подбор сечения. Требуемая площадь поперечного сечения (см2) Атр>Nγn(1,25+2,8ex/h2)/Ryγc где ех=M/N =400/1300=0,31м Атр>1300·1(1,25+2,8·0,31/0,5)/33·1=118 см2 Атр ≥ 118 см2 Толщину стенки принимаем tw=10мм Площадь поперечного сечения стенки Aw=tw·hw где hw – высота стенки: hw=h2-2tf=500-2·20=460мм tf- толщина пояса колонны: tf=10…20мм Aw=tw·hw=1·46=46см2 По конструктивным требованиям принимаем ширину полки Bf= 180мм=18 см Аf=2 Bf tf=2·18·2=72см2 Рис. Вычисление геометрических характеристик сечения Фактическая площадь сечения (см2) А2=hw·tw+2·Bf·tf А2=46·1+2·18·2,0=118 cм2 Моменты инерции (см4) Iy=2·tf·Bf3·/12=2·2,0·183·/12=1944см4 Ix=tw·hw3/12+2·Bf·tf·(h2/2+tf/2)2= 1·463/12+2·18·2,0·(50/2+2,0/2)2=56783см4 Момент сопротивления (см3) Wx=2· Ix/h2=2· 56783/50=2271 см3 Ядровое расстояние (см) rx=Wx/A2=2271/118=19,3 см Радиусы инерции (см) ix=√(Ix/A2)=√(56783/118)=21,9 cм iу=√(Iу/A2)=√(1944/118)=4,1 cм Проверка устойчивости верхней части колонны в плоскости действия изгибающего момента. Гибкость верхней части колонны в плоскости рамы λх= lx2ef/ ix=1120/21,9=51,1 Условная гибкость λх= λх√(Ry/E)=51,1√(33/20600)=2,1 Оптимальный эксцентриситет m=ex/rx=31/19,3 =1,61 Проверка устойчивости осуществляется по формуле N/φе·A21300/0,435·11825Условие выполняется Проверка устойчивости верхней части колонны из плоскости действия изгибающего момента. Наибольшее значение изгибающего момента в пределах средней трети высоты верхней части колонны M´x=2/3 Mx, где Мх- расчетный изгибающий момент в сечении 3-3 M´x=85,3 кН·м Относительный эксцентриситет mx= M´x/N*rx=85,3/1300·0,193=0,34 Величина коэффициента с вычисляется по формуле с=β/(1+α·mx) с=1,0/(1+0,8· 0,34)=0,79 Гибкость верхней части колонны в плоскости рамы λу= lу2ef/ iу=337/4,1=82 Проверка устойчивости осуществляется по формуле N/с·φу·A2где φу – коэффициент продольного изгиба относительно оси Y-Y 1300/0,66·118·0,79=21,121,1Проверка устойчивости поясов верхней части колонны Отношение расчетной ширины свеса поясного листа Bef к его толщине tf не должно превышать для двутаврового сечения величины Bef/tef=(0,36+0,1 λx)√(E/Ry)= (0,36+0,1·2,1)√(20600/33)=14 Ширина свеса Bef=(Bf-tw)/2=(18-1)/2=8,5 см 46/1=46Значит, укреплять стенку поперечными ребрами жёсткости не надо. Расчет нижней части колонны Предварительное определение усилий в ветвях Подкрановая ветвь колонки принимается из прокатного двутавра, наружная - из сварного швеллера. Ориентировочное положение центра тяжести поперечного сечения нижней части колонны y1=392·0,98/(392+392)=49 см Где M1, M2 - абсолютные величины расчетных изгибающих моментов, догружающих подкрановую и наружную ветви; ho=h-zo=100-2=98cм ; h=100см, zo=2…3 см y2=ho-y1=98-49=49 см Нормальные силы соответственно в подкрановой и наружной ветвях Nb1=N1y2/ho+│M1│/ho= 1300·49/98+392/0,98=650кН Nb2=N2y1/ho+│M2│/ho=1300·49/98+392/0,98=650 кН Поперечное сечение нижней части колонны Подбор сечений ветвей Требуемая площадь поперечного сечения подкрановой ветви Атр.1= Nb1γn/Ryγcφ=650·1/33·1·0,75=26,3 см2 где φ- коэффициент продольного изгиба, принимаемый в пределах 0,7…0,8 Высота двутаврового сечения для обеспечения устойчивости ветви из плоскости рамы должна составлять b>l1/30=241 мм Принимаем двутавр №30 с Аb1=46,5 см2 Требуемая площадь поперечного сечения наружной ветви Атр.2= Nb2γn/Ryγcφ=650·1/33·1·0,75=27 см2 Принимаем швеллер с hw= 320мм, tw= 8мм Bf = 75 мм tf =10мм Аb2=32*0,8+7,5*1*2=40,6см2 Уточнение усилий в ветвях Для уточнения нормальных сил в ветвях необходимо найти фактические значения zo, y1, y2 zo=(hwtw2/2+2bftf(bf/2+tw))/(hwtw+2bftf) zo=1,9см ho=h-zo=100-1,9=98,1cм ; y1=Аb2ho/(Ab1+Ab2)=45,7 см y2=ho-y1=98,1-45,7=52,4 см Вычисление геометрических характеристик сечения наружной ветви Момент инерции относительно осей y-y и x2- x2; ; Iy=0,8·323/12+2·7,5·1(30-1,0)2 /4=5338,3 см4 где B- расстояние между наружными гранями полок сварного швеллера Ix2= 0,8·32(3,7-0,4)2+2·1·7,53/12+2·1·7,5(3,75+0,8-3,7)2=360 см4 Радиусы инерции относительно оси Y-Y и Х2 - Х2 iy=√(Iy/Ab2)=11,5см iх=√(Iх2/Ab2)=2,98см Проверка устойчивости ветвей из плоскости рамы - Подкрановой ветви относительно оси y-y где iy - радиус инерции двутаврого сечения, определяемый по табличным данным ( ось y-y - см.рис.20). λy1=723/11,5=63 - Проверка устойчивости подкрановой ветви: где y -коэффициент продольного изгиба относительно оси y-y σ=650/46,5=14-Гибкость наружной ветви относительно оси y-y где iy - радиус инерции швеллерного сечения. λy2=723/11,5=63 Расчет базы колонны. Площадь опорной плиты подкрановой ветви: где - расчетное сопротивление бетона смятию (рекомендуется принижать бетон класса B12,5, для которого Rb=7,5МПа=0,75 кН/см² Атр.рl=650·1,0/1,2·0,75·1=722,2 см2 Больший размер опорной плиты в плане(рис. 25): где B- высота двутаврого сечения ветви колонны;
c- свес плиты, принимаемый в пределах 40 .60 мм. Bpl=300+2·50=400мм Меньший размер плиты: L рl = 72222/400=180,56мм
Принимаем конструктивно Lрl=220мм Толщину плиты примем 20мм. Высоту траверс можем принять равной 500мм Подбор фундаментных болтов Суммарное усилие в фундаментных болтах (в кН): Nа=(392-1300*0,457)/0,963=210кН Общая требуемая площадь фундаментных болтов: где Rba- расчетное сопротивление фундаментных болтов(Rba=185 МПа = 18,5 кН/см², если болты выполняются из стали марки ВСтЗкп2 ). Аb=210*1,0/18,5*1,0=11,4 см2 Обычно принимают 4 болта, тогда площадь сечения одного болта нетто: Аbl =11,4/4=2,85см2 По сортаменту принимаем 4 болта диаметром 20 мм. Глубина заделки=800мм Рис. 1- База колонны Схема к определении Na Список используемой литературы 1.Васильев А.А. Металлические конструкции. –М.: Стройиздат,1979. 2.Сетков В.И., Сербин Е.П. Строительные конструкции: Расчет и проектирование. –М.: ИНФА-М, 2008. 3.Металлические конструкции в 3т. Т 1- Элементы конструкций/Горев В.В., Уваров Б.Ю., и др.-М.; Высшая школа.,2001. 4.Металлические конструкции в 3т. Т 2- Конструкции зданий/Горев В.В., Уваров Б.Ю., и др.-М.; Высшая школа.,2001. 5.Металлические конструкции. Под общ. ред. Л.Р. Маиляна. – Ростов н/Д:Феникс., 2005. 6.СниП 2.01.07-85*. Нагрузки и воздействия.- М.; Стройиздат,1998 7.СниП II-23-81* .Стальные конструкции.- М.; Стройиздат,1998 8.Справочник современного проектировщика. Под общ. ред. Л.Р. Маиляна. – Ростов н/Д:Феникс., 2005.