Строительный проект однопролетного здания

• Исходные данные
• 1. Компоновка Конструктивной схемы каркаса здания
• 1.1 Размещение колонн в раме
• 1.2 Компоновка поперечной рамы
• 1.3 Нагрузки, действующие на раму каркаса здания
• 2. Расчет прогона пролетом
• 2.1 Нагрузки, действующие на прогон
• 2.2 Максимальный изгибающий момент
• 2.3 Максимальная поперечная нагрузка на прогон
• 2.4 Требуемая площадь поперечного сечения
• 2.5 Распределение материала по сечению
• 2.6 Высота поперечного сечения прогона
• 2.7 Толщина стенки двутавра
• 2.8 Поясные листы прогона
• 2.9 Геометрические параметры сечения двутавра
• 2.10 Проверка местной устойчивости стенки при совместном воздействии на нее нормальных и касательных напряжений
• 2.11 Расстановка ребер жесткости
• 3. Расчет и конструирование стропильной фермы
• 3.1 Нагрузки, действующие на ферму
• 3.2 Расчет внутренних усилий в элементах фермы
• 3.3 Подбор поперечного сечения элементов фермы
• 3.4 Расчет и конструирование узлов фермы
• 4. Статический расчет рамы каркаса здания
• 4.1 Расчетные сочетания нагрузок
• 5. Расчет внецентренно нагруженной крайней колонны производственного здания
• 5.1 Расчет и компоновка поперечного сечения колонны
• 5.2 Поперечное сечение колонны
• 5.3 Расчет оголовка колонны
• 5.5 Расчет траверс колонн
• 5.6 Расчет анкерных болтов
• Библиографический список

Исходные данные

Вариант 13

Район строительства — Находка;

Пролёт здания L, м — 24;

Длина здания, м — 84;

Шаг поперечных рам B, м — 12;

Стены и кровля здания стальные — теплые Исходные данные к проектированию каркаса здания:

Прогоны — сплошные, сварные;

Ферма из парных уголков;

Колонна — сварная сплошного сечения;

Класс бетона фундаментов — Б15;

Длина отправочного элемента заводского изготовления — 12 м Тип монтажных соединений — болтовые.

1. Компоновка конструктивной схемы каркаса здания

1.1 Размещение колонн в раме

Размещение колонн в плане принимается с учетом конструктивных, технологических и экономических факторов.

Согласно требованиям унификации промышленных зданий расстояние между колоннами поперек здания (размеры пролетов) назначаются в соответствии с укрупненным модулем, кратным 6 (иногда 3); для производственных зданий (18; 24; 30; 36 м) и более. Расстояние между колоннами в продольном направлении (шаг колонн) также принимают кратным 6.

У торцов зданий колонны обычно смещаются с модульной сетки на 500 мм для возможности использования типовых ограждающих плит и панелей с номинальной длиной 6 или 12 м.

На основании табл. 1 расстояние между температурными блоками в отапливаемых зданиях на основе металлического каркаса должно быть не менее 230 м. Следовательно, здание длиной 84 м на температурные блоки не делится.

В связи с тем, что в проектируемом здании не предусмотрено крановое оборудование, привязка продольных разбивочных осей, А и Б осуществляется по наружной грани колонн.

Рис. 1.1 — Размещение колонн однопролетного здания:

1, 2- соответственно поперечные и продольные разбивочные оси Размещение колонн на «нулевой» отметке здания показано на рис.1

1.2 Компоновка поперечной рамы

При компоновке каркаса здания следует назначить горизонтальные и вертикальные геометрические размеры каркаса здания.

Уровень пола проектируемого здания принимается за «нулевую» отметку.

Вертикальные габаритные размеры здания зависят от технологических условий производства и определяются расстояниями от уровня пола до низа несущих конструкций покрытия Н₀ (рис. 2).

При определении горизонтальных размеров учитываются унифицированные привязки колон к разбивочным осям, требования жесткости, предъявляемые к колоннам и эксплуатационные требования.

В бескрановых зданиях привязка колонн к разбивочным осям принимается «нулевой». Это означает, что разбивочная ось проходит по наружной грани колонны.

Пролет фермы диктуется компоновочным решение каркаса и технологическими требованиями, предъявляемыми к зданию. Сопряжение фермы с колонной может быть как шарнирным, так и жестким. Это зависит от конструктивного решения узлов сопряжения. Опирание фермы на колонну осуществляется и сбоку, и сверху.

— высота фермы;

Н = 7200 мм — высота наземной части колонны;

L = 30 000 мм — пролет здания;

Высота колонны:

Ширина колонны:

Пролет фермы:

;

Рис. 1.2 — Схема поперечной рамы однопролетного здания

1.3 Нагрузки, действующие на раму каркаса здания

В проектировании каркаса здания учитываются нагрузки, действующие на его раму. Это постоянные нагрузки от массы конструкций, снеговая и ветровая нагрузка

Постоянные нагрузки

Постоянные нагрузки от массы колонн и конструкций ограждения условно в расчет не вводятся.

В зависимости от вида нагрузки расчетная нагрузка для каждого из элементов покрытия сводится в таблицу 1.

Нагрузки от массы конструкций покрытия Таблица 1

В соответствии с табл. 1 расчетная постоянная нагрузка на покрытие каркаса

Снеговая нагрузка

На основании прил. 5 СНиП 2.01.07−85 «Нагрузки и воздействия» г. Благовещенск относится к I климатической зоне.

Масса снегового покрова, приходящаяся на 1 м² горизонтальной поверхности земли, в этом районе равна =0,8 кН/м². Следовательно, расчетная снеговая нагрузка:

где — коэффициент перехода от массы снегового покрова земли к снеговой нагрузке на покрытие, принимаем равным 1.

Ветровая нагрузка

Нормативное значение средней составляющей ветровой нагрузки w_m на высоте z над поверхностью земли определяется по формуле:

где — нормативное значение ветрового давления, приним. по табл. 13 (0,3); - коэффициент, учитывающий изменение ветрового давления по высоте z, определяется в зависимости от типа местности; - аэродинамический коэффициент (прин. 0,6)

кН/м²

2. Расчет прогона пролетом

2.1 Нагрузки, действующие на прогон

Постоянная погонная нагрузка

Постоянная погонная нагрузка рассчитывается по формуле:

где — постоянная расчетная нагрузка;

— расстояние между узлами верхнего пояса, принимаем равным 3 м.;

=2,163*3=6,489 кН/м

Снеговая погонная нагрузка:

где — снеговая расчетная нагрузка;

— расстояние между узлами верхнего пояса, принимаем равным 3 м.;

=0,8*3=2,4 кН/м

Суммарная вертикальная погонная нагрузка на прогон:

Рис. 2.1-Расчетная схема прогона

2.2 Максимальный изгибающий момент

где — вертикальная погонная нагрузка;

— длина прогона, см.

2.3 Максимальная поперечная нагрузка на прогон

где — вертикальная погонная нагрузка;

— длина прогона, см.

2.4 Требуемая площадь поперечного сечения

где — гибкость стенки (- высота стенки двутавра; - толщина стенки двутавра;);

— расчетное сопротивление (=23 кН/см²).

Рисунок 2.2 — Сечение двутавра

2.5 Распределение материала по сечению

1. Площадь поясного листа двутавра:

где — требуемая площадь поперечного сечения.

Площадь поперечного сечения стенки:

где — требуемая площадь поперечного сечения.

2.6 Высота поперечного сечения прогона

При решении поставленной задачи вводится допущение о том, что h? h₁? h_w, т. е., что расстояние между крайними точками сечения h равно расстоянию между центрами тяжести поясов двутавра h₁ и равно высоте стенки двутавра h_w.

Высота стенки из условия обеспечения прочности материала:

где — площадь поперечного сечения стенки;

— гибкость стенки.

Минимальная высота стенки (из условия обеспечения жесткости сечения):

где — расчетное сопротивление (=23 кН/см²);

— модуль упругости, 21 МПа

— длина прогона, см;

— 1/200

По эмпирической зависимости:

где — длина прогона, см.

Высоту стенки принимаем .

2.7 Толщина стенки двутавра

Из условия, что только стенка воспринимает касательные напряжения:

где — расчетное сопротивление (=23 кН/см²);

— высота стенки двутавра;

— поперечная нагрузка на прогон.

Из принятой гибкости:

По эмпирической формуле:

Для стенки принимаем сталь горячекатаную по ГОСТ 19 903–74* толщиной =6,0 мм.

2.8 Поясные листы прогона

Площадь поперечного сечения верхнего или нижнего поясов двутавра:

где — ширина поясного листа;

— толщина поясного листа.

В соответствии с п. 7.24 и табл. 30 СНиП 2−23−81* «Стальные конструкции» для обеспечения местной устойчивости свеса поясного листа необходимо чтобы:

где — ширина свеса поясного листа;

Находим, что:

Следовательно:

С учетом, требуемая ширина поясного листа:

2.9 Геометрические параметры сечения двутавра

Момент инерции сечения двутавра:

где — площадь сечения поясного листа;

— площадь сечения стенки;

— высота сечения двутавра.

Момент сопротивления сечения двутавра:

где — момент инерции сечения;

— высота сечения двутавра.

Статический момент половины сечения двутавра:

где — площадь сечения поясного листа;

— площадь сечения стенки;

— высота сечения двутавра.

2.10 Проверка местной устойчивости стенки при совместном воздействии на нее нормальных и касательных напряжений

Указанная проверка осуществляется по формулам:

где — максимальный изгибающий момент;

— момент сопротивления сечения двутавра;

— расчетное сопротивление, 23 кН/см²;

— коэффициент условия работы, принимаем равным 0,9;

— максимальная поперечная нагрузка на прогон;

— статический момент половины сечения двутавра;

— момент инерции сечения двутавра;

— толщина стенки двутавра, см;

Условия выполняются. Принимаю = 0,6 см, = 55 см.

2.11 Расстановка ребер жесткости

Значит d=2*h_w=2*55=110 см Рисунок 2.3 — Ребра жесткости

3. Расчет и конструирование стропильной фермы

3.1 Нагрузки, действующие на ферму

В п. 3.1. установлено, что на ферму действует постоянная погонная нагрузка = кН/см.

где В — длина прогона, см.

3.2 Расчет внутренних усилий в элементах фермы

Для определения усилий в стержнях фермы (поясах и решетке) следует нагрузить ее сосредоточенными нагрузками, приложенными в узлах фермы.

Усилия в узлах фермы следует определять по приближенной схеме (второй).

Q= 533,34 кН

P=106,668 кН Рисунок 3.1- Расчетная схема фермы Сечение 1−1:

Рисунок 3.2 — Расчетная схема сечения 1−1

^ +; v ;

> +; < ;

Сечение 2−2:

Рисунок 3.3 — Расчетная схема сечения 2−2

^ +; v ;

> +; < ;

Сечение 3−3:

Рисунок 3.4 — Расчетная схема сечения 3−3

^ +; v ;

> +; < ;

Сечение 4−4:

Рисунок 3.5. — Расчетная схема сечения 4−4.

^ +; v ;

> +; < ;

3.3 Подбор поперечного сечения элементов фермы

Сечение опорных раскосов, верхнего и нижнего поясов подбираем из условия прочности:

Следовательно:

где — усилие, действующее в элементе;

— коэффициент продольного изгиба (зависит от гибкости л: для сжатых элементов л=120, ц=0,436; для растянутых л=250, ц=0,11);

— площадь поперечного сечения элемента, см²;

— расчетное сопротивление, 23 кН/см²;

— коэффициент условия работы, принимаем равным 0,9

Площадь сечения нижнего пояса:

Принимаю элементы нижнего пояса из высокопрочной стали (), тогда В соответствии с сортаментом тавров с параллельными гранями полок ТУ 14−2-682−86 для нижнего пояса фермы принимаем тавр 25 БТ1(А=46,18 см², h=242,5 мм, b=200 мм, t=12 мм).

Площадь сечения верхнего пояса ():

Принимаю тавр 25БТ2(А=51,10 см², h=244,5 мм, b=200 мм, t=14 мм) Площадь сечения сжатого опорного раскоса ():

Согласно ГОСТ 8510–86*, полученному усилию соответствует парный уголок 100×63×10 (А=31,34 см², h=100 мм, b=63 мм, t=10 мм).

Рисунок 3.6 Сечение неравнополочного уголка Сечение средних раскосов определяем по предельной гибкости:

где — предельная гибкость;

— геометрическая длина стержня

— предельная гибкость Принимаю два равнополочных уголка № 7,5 (А=7,39 см², b=75 мм, t=5 мм) Рисунок 3.7 Сечение равнополочного уголка

3.4 Расчет и конструирование узлов фермы

Длина сварного шва:

где — внутреннее усилие, действующее в элементе;

— коэффициент ручной дуговой сварки (0,7);

— катет сварного шва (0,5 см);

— расчетное сопротивление металлу шва по металлу шва (18м кН/см²);

— коэффициент условий работы шва (1,0);

— коэффициент условий работы соединения.

Напряжения в сварном шве должны быть меньше также расчетного сопротивления металла зоны сплавления, т. е.

Поскольку, определение требуемой длины сварного шва по расчетному сопротивлению металла зоны сплавления не производится.

Узел 1:

Узел воспринимает на себя опорные реакции фермы от постоянной и снеговой нагрузок по всему пролету.

= кН Длина сварного шва по обушку уголка:

по перу ;

Суммарная длина сварного шва с одной стороны фасонки:

Рисунок 3.8 Узел № 1 фермы пролетом 30 м Узел 2:

Так как усилия, действующие в этом узле, равны нулю, все сварные швы минимум по 50 мм.

Рисунок 3.9 Узел № 2 фермы пролетом 30 м Узел 3:

= кН

= кН Площадь распределительной пластины:

где — ширина пластины;

— толщина пластины.

где — длина уголка.

Рисунок 3.10 Сечение 1−1, Узел № 3 фермы пролетом 30 м Узел 4:

= кН

= кН

= кН Площадь распределительной пластины:

где — ширина пластины;

— толщина пластины.

где — длина уголка.

Рисунок 3.11 Узел № 4 фермы пролетом 30 м Узел 5:

= кН Рисунок 3.12 Узел № 5 фермы пролетом 30 м Узел 6:

Площадь накладки:

Длина накладки:

Рисунок 3.13 Узел № 6 фермы пролетом 24 м

4. Статический расчет рамы каркаса здания

Статический расчет рамы заключается в определении изгибающих моментов, поперечных и нормальных сил в ее характерных сечениях (в месте сопряжения колонн с ригелем, в основном сечении колонн и в месте ее сопряжения с фундаментом).

Расчетная схема рамы представлена на рисунке 5.1

На раму действуют постоянные нагрузки (равномерно распределенная приложенная к верхнему поясу фермы, моменты в верхних узлах рамы), снеговые (равномерно распределенная приложенная к верхнему поясу фермы, моменты в верхних узлах рамы), ветровые нагрузки (вертикально распределенные нагрузки, сосредоточенная ветровая нагрузка в уровне нижнего пояса фермы).

Усилия в раме можно определить известными способами строительной механики (метод сил, метод перемещений и др.). В настоящей работе усилия в раме определяются по готовым формулам.

Рисунок 4.1 Расчетная схема рамы Постоянная погонная нагрузка:

где — расчетная постоянная нагрузка (2,163 кН/м²);

— шаг колонн (12 м).

Снеговая погонная нагрузка:

где — расчетная снеговая нагрузка (0,8 кН/м²);

— шаг колонн (12 м).

Моменты в верхних узлах рамы:

где — вертикальная опорная реакция;

— ширина колонны.

На основании СНиП 2.01.07−85 (табл. 5) нормативное значение ветровой нагрузки во втором районе (Благовещенск):

Погонная ветровая равномерно распределенная нагрузка:

где — нормативное значение ветровой нагрузки;

— шаг колонн (12 м).

Сосредоточенная ветровая нагрузка в уровне нижнего пояса фермы:

где — погонная ветровая равномерно распределенная нагрузка;

— высота фермы (3,150 м).

Максимальный момент внешних нагрузок и поперечная сила:

Моменты внутренних сил в жестких опорах, вызванные моментом внешних нагрузок в верхнем левом узле рамы:

где Н — высота колонны = 7,8 м Моменты внутренних усилий в жестких опорах, вызванные моментом внешних нагрузок в правом верхнем узле рамы:

Суммарные моменты внутренних усилий в стойках рамы:

каркас здание производственный стропильный Продольные усилия в стойках рамы:

Ветровая нагрузка слева:

*м

*м Ветровая нагрузка справа:

* м

* м Сосредоточенная ветровая нагрузка слева:

Сосредоточенная ветровая нагрузка справа:

4.1 Расчетные сочетания нагрузок Анализ внутренних усилий в раме каркаса здания от внешних постоянных, снеговых и ветровых нагрузок свидетельствует о том, что наиболее нагруженной оказалась левая стойка рамы. Поэтому составим самое невыгодное сочетание внешних нагрузок на левую стойку.

При расчете конструкции следует составить два основных сочетания нагрузок:

1-е основное сочетание — постоянная нагрузка и одна из временных, дающих вместе с постоянной нагрузкой самое невыгодное нагружение колонны;

2-е основное сочетание — постоянная нагрузка и все временные нагрузки с коэффициентом сочетания 0,9.

Расчетные сочетания нагрузок приведены в таблицу 4.1.

Таблица 4.1. Расчетные сочетания нагрузок

5. Расчет внецентренно нагруженной крайней колонны производственного здания

5.1 Расчет и компоновка поперечного сечения колонны

Колонны производственных зданий работают на внецентренное сжатие. Значения расчетных усилий — продольной силы N, изгибающего момента в плоскости рамы M и поперечной силы Н — определяют по результатам статического расчета. При расчете необходимо проверить ее прочность, а также общую устойчивость и местную устойчивость элементов. Для обеспечения нормальных условий эксплуатации колонны должны обладать также необходимой жесткостью.

В соответствии с расчетами, максимально возможный момент в жестком узле колонн M = 120,49 кН*см, продольное усилие равно величине опорной реакции N = P = Q = 213,336 кН Указанный размер колонн промышленных зданий рассчитывается выражением:

где — геометрическая длина колонны рамы; = 2,0 — коэффициент приведения расчетной длины колонны к длине шарнирно закрепленного стержня.

см Требуемая площадь сечения колонны:

коэффициент продольного изгиба внецентренно нагруженных стержней, зависящий от условной гибкости стержня и приведенного эксцентриситета.

Условная гибкость стержня:

где, л — абсолютная гибкость;

Принимаем h_w из условия обеспечения общей устойчивости равное

см Из условия привязки стержня колонны к разбивочным осям ширина колонны должна быть не менее 40 см (в бескрановом здании). Следовательно ширину колонны h принимаем 40 см.

Условно также принимаем, что ядровое расстояние, равное отношению площади сечения стержня к его моменту сопротивления, С учетом изложенного приведенный эксцентриситет Из отношения площади сечения поясного листа двутавра к площади сечения его стенки = 0,5, а также с учетом того, что относительный эксцентриситет приложения внешних нагрузок =0,62

e — абсолютный эксцентриситет;

с — ядровое расстояние Коэффициент влияния формы сечения на основании табл.73 СНиП II-23−81*

В таком случае приведенный эксцентриситет На основании табл. 74 СНиП II-23−81*, коэффициент продольного изгиба внецентренно нагруженного стержня равен:

см²

Приступая к компоновке поперечного сечения колонны, следует стремиться к тому, чтобы создать сечение с тонкой стенкой. Снижение толщины стенки приводит к снижению гибкости стержня относительно оси, параллельной стенке. Вместе с этим необходимо помнить, что снижение толщины стенки ведет к снижению ее местной устойчивости и, естественно, к вероятному снижению несущей способности.

Поэтому из условия обеспечения местной устойчивости стенки, отношение высоты стенки к толщине должно равняться (п. 7.14 СНиП II-23−81*):

максимальная относительная гибкость, зависит от условной гибкости и определяется по формуле:

Толщина стенки будет равна:

Таким образом из условия обеспечения местной устойчивости на стенку принимаем толщину стенки t_w=0,4 см Уточним значение высоты стенки Поэтому высоту стенки принимаем равной Полученное значение высоты стенки свидельствует о том, что для обеспечения местной устойчивости стенки ее гибкость должна быть равной :

При рассчитанных геометрических размерах стенки ее условная гибкость:

В СНиПе II-23−81* при условии, что условная гибкость стержня 0,8 < <4,0, соотношение свеса полки к ее толщине:

Из этой зависимости находим ширину свеса поясного листа Требуемая площадь сечения поясного листа:

С учетом того, что, ширина свеса поясного листа.

С учетом найденной толщины поясного листа, ширина листа составляет На этой стадии подбора поперечного сечения стержня колонны следует вспомнить о том, что стержень должен быть равноустойчивым, т. е. гибкость относительно главных осей должна быть приблизительно одинаковой).

Из условия, что, толщину пояса принимаем t_f = 12 мм Для проверки указанного требования определим геометрические параметры сечения:

Относительно оси Х Момент инерции:

см⁴

Момент сопротивления:

Радиус инерции:

см Гибкость:

Относительно оси Y

Момент инерции:

см⁴

Момент сопротивления:

Радиус инерции:

см Гибкость:

Так как, то возможна потеря устойчивости стержня из плоскости действия внешней нагрузки (изгибо-крутильная форма потери устойчивости стержня). Поэтому выполняем проверку устойчивости из плоскости действия момента внешних нагрузок:

у =

ц — коэффициент продольного изгиба центрально сжатых стержней;

С — коэффициент, характеризующий изгибо-крутильную форму потери устойчивости стержня;

N — максимальные сжимающие усилия (равное Q_оп);

г_с — коэффициент условия работы Выше установлено, что радиус инерции =2,81 см Гибкость стержня

В соответствии со п. 5.31 СНиП П-23−81* при гибкости > коэффициент не должен превышать где

I_t — момент инерции при кручении поперечного сечения колонны.

в таком случае Условие выполняется Так как: > на основании пункта7.21* СНиП II-23−81* стенка колонны нуждается в добавлении ребер жесткости.

Расстояние между ребрами жесткости определяется по формуле:

Таким образом, принимаем расстояние между ребрами жесткости равное 90 см.

5.2 Поперечное сечение колонны

В соответствии с посчитанными геометрическими размерами поперечное сечение колонны должно иметь вид, представленный на рис. 5.1

Рис. 5.1-Сечение колонн

5.3 Расчет оголовка колонны

В проекте принимаем, что ферма примыкает к колонне сбоку. Оголовок колонны воспринимает на себя только опорные реакции прогонов.

Опорная реакция в прогоне от постоянной и снеговых нагрузок: Q=53,334 кН Поскольку на оголовок рядовой колонны опирается два прогона, то суммарная сосредоточенная нагрузка на оголовок будет равна:

кН С учетом того, что опорное ребро приваривается с четырьмя швами, требуемая длина сварного шва с одной стороны стенки равна:

см В запас несущей способности принимаем оголовка принимаем l_w=10 cм.

IШирина опорного ребра равна см В запас несущей способности ширину опорного ребра принимаем =10см Толщина ребра оголовка определяется из условия сопротивления на смятие под полным опорным давлением:

Принимаем толщину ребра .

Назначив толщину ребра, следует проверить его на срез по формуле В приведенных расчета принято: -расчетное сопротивление металла опорного ребра на смятие принимаем на основании таблицы 53 СНиП II-23−81*

Толщина опорной плиты принимается конструктивно в пределах 20−25 мм.

Конструктивное решение оголовка колонны показано на рис. 5.2

5.4 Расчет базы колонны Ширина плиты под базу колонны принимается на 100−200 мм шире сечения колонны. Поскольку ширина поясных листов =163 мм, то ширина опорной плиты под базу колонны В=300 мм.

Длина плиты из условия обеспечения прочности бетона под плитой:

Ш = 1.5 — коэффициент, учитывающий неравномерное распределение напряжений в бетоне (для В15)

= 1*1.5*0.85 = 1.275 кН/см²

=1,81 см Из конструктивных соображений длину плиты принимаем равной высоте поперечного сечения плюс 100 мм, но не меньше 60 см:

Расчет толщины плиты базы колонны Наибольшие изгибающие моменты действуют на 1 участке (см. эскиз) — пластинка, опертая на 4 канта.

где

коэффициент =, зависящий от соотношения a/b

см кН*см Толщина опорной плиты базы

=см

5.5 Расчет траверс колонн

База колонны имеет две общие траверсы. Каждая траверса приваривается к полкам колонны четырьмя швами и работает как двухконсольная балка и под действием отпора бетона фундамента и усилия в анкерных болтах. Швы крепления траверсы воспринимают только сдвигающие усилия.

Высота оголовка определяется требуемой длиной сварных швов, воспринимающих внешнюю вертикальную нагрузку.

В запас несущей способности сварных швов их длину и, следовательно, высоту траверсы принимаем. Толщину траверсы принимаем равную 2,0 см.

Конструктивное решение базы колонны показано на рис. 5.2.

Рис. 5.2 — База колонны

5.6 Расчет анкерных болтов

Жесткое сопряжение внецентренно нагруженных стальных колонн с железобетонным фундаментом обеспечивается анкерными болтами, которые фиксируются на траверсе базы колонны.

Под плитой в бетоне фундамента возникают нормальные напряжения:

где площадь и момент сопротивления плиты; ширина и длина плиты.

При большом значении изгибающего момента второй член уравнения напряжений может оказаться больше первого, и под плитой возникают растягивающие напряжения, которые воспринимаются анкерными болтами.

Исходя из уравнения равновесия сил относительно центра тяжести сжатой зоны бетона усилие в анкерных болтах (с одной стороны базы) .

Находим положение нулевой точки на эпюре напряжений.

Центр тяжести сжатой зоны эпюры напряжений Расстояние от центра тяжести сжимающих напряжений до оси анкерного болта Находим усилие в анкерных болтах Площадь сечения одного анкерного болта

— сопротивление болта принимаем по СНиП II-23−81* табл.60

Диаметр болта

Библиографический список

1. СНиП II-23.81*. Стальные конструкции. -М.: ЦИТП, 2001. -96с.

2. ГОСТ 16 350–80. Климат СССР. Районирование и статистические параметры климатических факторов для технических изделий. -М.: Госкомитет СССР по стандартам, 1981. -140 с.

3. СНиП 2.01.07−85*. Нагрузки и воздействия. -М.: Госстрой СССР, 2001. -43с.

4. Металлические конструкции. В 3 т. Конструкции зданий/Под ред. проф. В. В. Горева. -М.: Высшая школа, 1999. Т.2. -528 с.

5. Металлические конструкции/Под ред. проф. Е. И. Беленя. -М.: Стройиздат, 1986. -560 с.

6. Лихтарников Я. М. и др. Расчет стальных конструкций: Справочное пособие. -Киев: Будивельник, 1984. -336 с.

7. Справочник проектировщика. Металлические конструкции: В 3 т/Под ред. проф. В. В. Кузнецова. Место изд-во АСВ, 1998. т. 2. -504 с.

8. Кравчук В. А. Стальной каркас одноэтажного однопролетного производственного здания Хабаровск Издательство ТОГУ 2010