Мм. Подкрановую ветвь колонны принимаем из широкополочного двутавра, наружную – составного сварного сечения из трех листов

1500 мм. Подкрановую ветвь колонны принимаем из широкополочного двутавра, наружную – составного сварного сечения из трех листов.

Определение ориентировочного положения центра тяжести.

Принимаем ; 150 – 5 = 145 см.

у₁ = 68815,2/(76943 + 68815,2)145 = 68,46 см

= 145 – 68,46 = 76,54 см

Усилия: в подкрановой ветви N_в1 = 1510,65·76,54/145 + 76943/145 = 1328,1 кН

В наружной ветви N_в2 = 2086,61·68,46/145 + 68815,21/145 = 1459,76 кН

Требуемая площадь ветвей:

Для подкрановой ветви задаемся ,8; (сталь С245 фасонный прокат)

А_В1 = 1328,1/(0,8·24) = 69,2 см²

По сортаменту подбираем I 50Б1(I 45Б1 не удовлетворяет требованию по устойчивости): А_В1 = 91,8 см²; i_х1 = 4,22 см; i_у1= 20,3 см.

Для наружной ветви 1459,76/(0,8·24) = 76,03 см² (сталь С245 листовой прокат, ,8).

Для удобства прикрепления элементов решетки просвет между внутренними гранями полок принимаем 471 мм. Толщину стенки швеллера  для удобства ее соединения встык с полкой надкрановой части колонны принимаем равной 12 мм; высота стенки из условия размещения сварных швов  510 мм.

Требуемая площадь полок:

(76,03 – 1,2·51)/2 = 7,4 см²

Из условия местной устойчивости полки швеллера

14. Принимаем 8 см; = 1,4 см; 25,2 см².

Рис.3.2. Сечение нижней части колонны

Геометрические характеристики ветви:

А_В2 = 1,2·51 + 2·25,2 = 111,6 см²

z₀ = (1,2·51·0,6 + 25,2·10,2·2)/111,6 = 5 см

I_x2 = 1,2·51·4,4² + 2·1,4·18³/12 + 25,2·5,2²·2 = 3908,45 см⁴; 5,92 см

I_у = 1,2·51³/12 + 25,2·24,25²·2 = 42903,45 см⁴; 19,61 см.

Уточняем положение центра тяжести сечения колонны:

h₀ = 150 – 5 = 145 см ;  = 111,6·145/ (91,8 + 111,6) = 79,6 см

у₂ = 145 – 79,6 = 65,4 см .

Отличие от первоначальных размеров существенно, поэтому усилия в ветвях:

 N_в1 = 1510,65·65,4/145 + 76943/145 = 1212 кН

 N_в2 = 2086,61·79,6/145 + 68815,21/145 = 1620 кН

Проверка устойчивости ветвей: из плоскости рамы (относительно оси у-у).

Подкрановая ветвь: 1860/20,3 = 91,63; 0,602

1212/(0,602·91,8) =21,9 кН/см² < 24 кН/см²

Наружная ветвь: 1860/19,61 = 94,8; 0,6.

 = 1620/(0,6·111,6) = 23,9< 24 кН/см².

Требуемое расстояние между узлами решетки:

= 91,63, ·91,63 = 91,63·4,22 = 386,68 см.

Принимаем 358 см. Проверим устойчивость ветвей в плоскости рамы. Для подкрановой ветви:

358/4,22 = 84,83; 0,65; 1212/(0,65·91,8) = 20,34< 24 кН/см².

Для наружной ветви:

 358/5,92 = 60,5; 03; 1620/(0,803·111,6) = 18< 24 кН/см².

Расчет решетки подкрановой части колонны. Поперечная сила в сечении колонны =  - 46,3824 кН.

Условная поперечная сила ;

(91,8 + 111,6) = 40,68 < 46,3824 кН.

Расчет производим на Q_MAX.

 

Усилие сжатия в раскосе

46,3824/ (2·0,64) = 36,24 кН

150/Ö (150² + (358 /2)²) = 0,64;

1⁰ - угол наклона раскоса.

Задаемся ;

Требуемая площадь раскоса:

36,24/(0,56·24·0,75) = 3,6 см²

R = 24 кН/см² (фасонный прокат из стали С245);  (сжатый уголок, прикрепленной одной полкой). Принимаем L 75x6 ( предыдущие сечения не удовлетворяют требованиям по устойчивости):= 8,78 см²; 1,48 см; 234,38/1,48 = 158; j = 0,25.

Напряжения в раскосе:

36,24/(0,25·8,78) = 16,5< R_g= 24·0,75 = 18 кН/см².

Проверка устойчивости колонны в плоскости действия момента как единого стержня.

Геометрические характеристики всего сечения:

 91,8 + 111,6 = 203,4 см²;

91,8·79,6² +111,6·65,4² = 1058990,5 см⁴;

Ö (1058990,5/203,4) = 72,15 см; 3720/72,15 = 51,6;

Приведенная гибкость

= Ö (51,6² + 16·203,4/(2·8,78)) = 53,4;

53,4Ö (24/20600) = 1,82.

Для комбинации усилий, догружающих наружную ветвь (сечение 4-4), N₂ = -2086,61 кН; М₂ = 688,1521 кНм;

68815,21·203,4(65,4 +5)/ (2086,61·1058990,5) = 0,45; ,57;

 2086,61/(0,57·203,4) =18< R = 24 кН/см².

Для комбинации усилий, догружающих подкрановую ветвь (сеч. 3-3),

N₁ = -1510,65 кН; М₁ = -769,43 кНм

76943·203,4·79,6/(1510,65·1058990,5) = 0,78; 1;

 = 1510,65/(0,51·203,4) = 14,6 < R = 24 кН/см².

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

3.6. Конструкция и расчет сопряжения верхней и нижней частей колонны

Расчетные комбинации усилий в сечении над уступом:

1)   М = 262,9552 кНм; N = 349,25 кН;

2)   М = -339,242 кНм; N = 543,65 кН.

Давление кранов 1161,39 кН.

Прочность стыкового шва проверяем по нормальным напряжениям в крайних точках сечения подкрановой части.

Площадь шва равна площади сечения колонны.

Первая комбинация М и N:

Наружная полка

349,25/120,48 +26295,52/2070,8 = 15,6 < R^СВ = 24 кН/см²

Внутренняя полка

 349,25/120,48 – 26295,52/2070,8 = -9,8< R^СВ_р= 0,85·24 = 20,4 кН/см²

Вторая комбинация М и N:

Наружная полка

 543,65/120,48 – 33924,2/2070,8 = -11,9 < R^СВ_р= 0,85·24 = 20,4 кН/см²

Внутренняя полка

 543,65/120,48 + 33924,2/2070,8 = 20,9 < R^СВ = 24 кН/см².

Толщина стенки траверсы из условия смятия:

 1161,39/(34·36) = 0,9 см;

; ; 36 кН/см²

 

Принимаем .

Усилие во внутренней полке верхней части колонны (вторая комбинация)

543,65/2 +33924,2/45 = 1025,7 кН

Длина шва крепления вертикального ребра траверсы к стенке траверсы

Принимаем полуавтоматическую сварку проволокой марки Св-08А, d = 2 мм, ; . Назначаем ; ; ; ;

;

1025,7/(4·0,6·16,2) = 26,4 см;

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

Для расчета шва крепления траверсы к подкрановой ветви (ш3) составляем комбинацию усилий, дающую наибольшую опорную реакцию траверсы.

Такая комбинация: N = 543,65 кН; М = 6,64 кНм.

543,65·45/(2·150) – 664/150 + 1161,39·0,9 = 1122,37 кН

Коэффициент 0,9 учитывает, что усилия N и М приняты для второго основного сечения нагрузок.

Требуемая длина шва

 1122,3/(4·0,6·16,2) = 28,9 см

Высота траверсы из условия прочности стенки подкрановой ветви в месте крепления траверсы:

1122,37/ (2·0,844·14) = 47,5 см

Принимаем 60 см.

Проверим прочность траверсы как балки, нагруженной усилиями N, М, Д_MAX. Нижний пояс траверсы принимаем конструктивно из листа 460х12 мм, верхние горизонтальные ребра – из двух листов 180х12.

Геометрические характеристики траверсы:

Положение центра тяжести траверсы:

у_н = (2·18·1,2·44,4 + 1,2·58,8·30,6 + 1,2·46·0,6)/(2·18·1,2 + 1,2·58,8 + 1,2·46) = 24,3 см

I_х= 1,2·58,8³/12 +1,2·58,8·6,3² + 1,2·46·23,7² + 2·18·1,2·20,1² = 71588,792 см⁴

71588,792/35,7 = 2005,29 см³

 

Максимальный изгибающий момент при второй комбинации усилий:

(33924,2/150+543,65·45/(2·150))(150 – 45) = 46309 кНсм

 46309/2005,29 = 23,09 < R = 24 кН/см²

 

Максимальная поперечная сила в траверсе:

 543,65·45/(2·150) – 6,64/150 +1,2·1161,39·0,9/2 = 708,65 кН

 708,65/(1,2·58,8) = 12,05 < R_ср= 14 кН/см².

  3.7 Конструкция и расчет базы колонны

Ширина нижней части колонны 150 см >100 см, поэтому проектируем базу раздельного типа.

Расчетная комбинация усилий в нижнем сечении колонны (сечение 4-4):

M = 688,1521кНм; N = 1144,86 кН

Усилия в ветвях колонны:

 68815,21/145 +2086,61·65,4/145 = 1415,72 Кн; 1620 кН.

База наружной ветви.

Требуемая площадь плиты

1620/0,54 = 3000 см

; (Бетон М100).

По конструктивным соображениям свес плиты c₂ должен быть не менее 4см.

Тогда 9,9 +2·4 = 57,9 см. Принимаем В = 60 см;

= 3000/60 = 50 см. Принимаем L = 50 см;  50·60 = 3000 см².

Среднее напряжение в бетоне под плитой

 = 1620/3000 = 0,54 кН/см²

 

Из условия симметричного расположения траверс относительно центра тяжести ветви расстояние между траверсами в свету равно:

18 +1,2 – 5) = 28,4 см; при толщине траверсы 12 мм с₁ = (50 – 28,4 – 2·1,2)/2 = 9,6 см

Определяем изгибающие моменты на отдельных участках плиты:

Участок 1 (консольный свес  9,6 см)

54·9,6²/2 = 24,9 кНсм

Участок 2 (консольный свес )

М₂ = 0,54·5²/2 = 6,75 кНсм

Участок 3 (плита, опертая на четыре стороны; b/a = 47,1/18 = 2,6 >2; a = 0,125);

·0,54·18² = 21,87 кНсм

Участок 4 (плита, опертая на четыре стороны; b/a = 47,1/9,2 = 5,1 >2; a = 0,125);

,54·9,2² = 5,7 кНсм

Принимаем для расчета М_MAX = М₁ = 24,9 кНсм.

Рис.3.4. База колонны

Требуемая толщина плиты = Ö (6·24,9/22) = 2,6 см

Принимаем