Технология строительства фермы

Размещено на http://www.allbest.ru/

1. Исходные данные на проектирование

Цех Механосборочный

Режим работы кранов5К

Грузоподъемность мостовых кранов 125т

Пролет здания, м 24

Длина здания, м 108

Отметка головки рельса, м 18

Материал конструкций:

Колонн сталь С255

ферм сталь С255

подкрановых балок фундаментов бетон класса В15

2. Компоновка конструктивной схемы каркаса здания

2.1 Размещение колонн в плане

Определение генеральных размеров поперечных рам здания

Вертикальная компоновка

Рис 2. Схема поперечной рамы.

Размер H₂: диктуется высотой мостового крана

H₂ -Hк + 100 мм +f, где

Где Н_k - расстояние т головки рельса до верхней точки тележки крана, для крана грузоподъемностью -125 т, тяжелого режима работы, для здания пролетом 18м равняется 4000 мм;

100 мм - запас на прогиб фермы;

f - запас габарита крана, принимается 200 + 400 мм из-за неточности монтажа и изготовления крана и зависит от пролета.

Принимая во внимание, что пролет здания 24 м, запишем Н₂ = 4000 + 100 + 240 = 4340 мм.

Окончательный размер Н₂ принимается обычно кратным 200 мм, что удовлетворяет полученному значению.

Высота цеха от уровня пола до низа стропильных ферм

Н₀₌ Н₁+ Н₂

Н_{0=18000+4240=22240мм}

Исходя из условия кратности 600мм, округляем в большую сторону Но = 22500 мм.

Н_0=22500мм

Пересчитаем Н_1:

Н₁₌Н₀- Н_{2=22500-4240=18260мм}

где Н₁- наименьшая отметка головки кранового рельса, принятая по заданию 18000 мм.

Установим размер верхней части колонны Н_в:

ho - высота подкрановой балки, для здания с шагом рам 12 м и краном и грузоподъемностью 125т принимается 1600 мм.

hp - высота кранового рельса, для крана грузоподъемностью КР-100 (высота - 150 мм, база - 100 мм).

H_п/б= 1600+150=1750мм

Округляем до кратности 100мм, получаем h_п/₆=l 800мм

H_в = 4340 +I860- 6140 мм.

Высота нижней части колонны

Нн = Но -Н+ 600мм, где

600мм - заглубление опорной плиты башмака колонны ниже нулевой отметки пола.

Н_н = 22240- 6140 + 600 = 16700 мм.

Общая высота колонны от низа базы до низа ригеля Н = Нв + Нн = 6140 + 16700 = 22840 мм.

Высота торна стропильной фермы Нф принимается согласно ГОСТ 23119-- 78: при пролете здания 30 - 3150 мм. Поэтому примем Н_ф = 3150мм.

Горизонтальная компоновка

а=500мм

Ь=500мм - так как режим работы кранов 7К. 8К, и для частого осмотра и ремонта крановых путей должен быть обеспечен безопасный проход вдоль пути шириной 450мм.

Привязка подкрановой балки (рельса) к оси колонны

h ⁼ В_кр + b + 75 мм, где

Вгр - размер части кранового моста, высгувающей за ось рельса, для крана грузоподъемностью 125 т принимаемый 400 мм;

75 мм - зазор между краном и колонной, по требованиям безопасности принимаемый по ГОСТу на краны;

Получим требуемое значение l_I = 400 + 500 + 75 = 975 мм.

Округляем в большую сторону до кратности 250мм, так как пролеты кранов L, имеют модуль 500 мм: l_I= 1000 мм.

Высота сечения нижней части колонны

h_H = h + a= 1000+ 500= 1500 мм.

Для обеспечения жесткости поперечной рамы необходимо, чтобы

1000мм?6140/8=767,5 условие выполняется

1500мм?6140+16700/15=1492мм условие выполняется

Пролет мостового крана L_кр=L-2 l_I=24000-2*1000=22000мм

Сечение верхней части колонны назначаем сплошностенчатым двутавровым, нижней - сквозным.

Выбор схемы связей здания

Связи между колоннами

Рис 4. Расположение связей между колоннами.

Вертикальные связи по колоннам воспринимают продольные силы, действующие на каркас здания (ветер, продольные силы торможения крана и другие технологические нагрузки). Подкрановый связевой блок (жесткий диск) по колоннам устраивают в середине здания для того, чтобы температурные деформации были бы симметричными.

Связи по верхним поясам ферм

Расчёт поперечной рамы здания

Hb/H = 6140/22840 = 0,268

Округляем до ближайшего из значений 0,2 0,25 0,3 0,35 0,4 Принимаем а = 0,3 и статический расчёт выполняем для рамы с размерами Н_в = а*Н = 0,3*22,84=6,85 м Н_н = 22,84-6,12= 16,72 м

Расстояние между центрами тяжести верхнего и нижнего участков колонн е₀ = (0,45 * 0,55)-h_H - 0,5- h_B = 0,5 (1500 - 1000) =250 мм = 0,25 м.

Расстояние между центром тяжести подкрановой балки и нижней части колонны е_к = (0,5 * 0,6)-h_H = 0,5*1500=750 мм = 0,75 м

Соотношение моментов инерции

Учитываем, что верхняя часть колоны с проходом. Если l_B принять за 1, то l_H=10,l_Р =20. Сопряжение ригеля с колонной назначаем жестким.

Сбор нагрузок

Постоянная нагрузка

Постоянная нагрузка на поперечную раму складывается из веса конструкций покрытия (ограждающих конструкций кровли, несущих элементов кровли и металлических конструкций покрытия) и собственного веса колонн. Нагрузки на поперечную раму.

Таблица 1. Нагрузки отвеса конструкций покрытия.

Расчетная равномерно распределенная нагрузка на ригель рамы

q_g = y_n*q*B = 0,95-0,76*1*12 = 8,66 кН/м,

здесь у_n - коэффициент надежности по назначению, равный 0,95 для сооружений II-го класса.

Расчетный вес колонны.

По примерному расходу стали примем погонный вес колонн 0,5 кН/м². Тогда

- вес верхней части (20% веса):

G_B = у_n * у_f20%*g*В*Н₀ = 0,95*1,05*0,20*5*12*22,5 = 40,40 кН/м²;

- вес нижней части (80% веса):

G_B = у_n * у_f80%*g*В*Н₀ = 0,95*1,05*0,8 *0,5*12*22,5 = 107,73кН/м²;

Поверхностная масса стен 200 кг/м², переплетов с остеклением - 35 кг/м².

Расчетный вес верхней части колонны F_B = 0,95*1,2*2*4,95*12 + 0,95*1,1*0,35*1,2*12 + 40,40 = 107,73 кН.

Расчетный вес нижней части колонны F_H = 0,95*1,2*2*8,45*12 + 0,95*1,1*0,35*6,0*12 + 107.73 = 365,06кН.

Опорная реакция ригеля

Опорная реакция ригеля

8,66*24/2=103,92кН

Продольное усилие в месте уступа колонны:

F1= F_p + G_e= 103,92 + 40,40 = 144,32 кН

То же в заделке колонны:

F₂ = F₁ + G_H = 144,32 + 107,73 = 252,05 кН

Таким образом, получим следующую расчетную схему

2.1.1 Снеговая нагрузка

Нормативное значение веса снегового покрова на 1 м² горизонтальной поверхности земли Р = 18 кН/м²

Линейно распределенная нагрузка от снега на ригель рамы:

q_s = c*P*B,

где с - коэффициент перехода от веса снегового покрова земли к снеговой нагрузке на покрытие, равный 1,0; В - шаг рам.

Подставив эти значения, получим q_s= 1,0*1,8*18 = 32,4кН/м.

Опорная реакция ригеля

F_R =32,4*18/2=291,6кН.

Рис. 12. Расчетная схема рамы. Снеговая нагрузка

2.1.2 Вертикальные крановые нагрузки

Для мостового крана грузоподъемностью 125 т рекомендована конструкция:

Рис. 13. Тележка заданного мостового крана.

Нормативные значения максимальных давлений колес мостового будут следующими: Fk" = 418 кН, Fk" ⁼ 427 кН.

Нормативное усилие колеса на наиболее загруженной стороне

Вес крана с тележкой Gk = 1284 кН.

Из условия равновесия

(F"_max + F"_mix)*n = GK+Q, где

F_min - нормативные усилия, передаваемые колесами наименее нагруженной стороной крана;

п - количество колес с одной стороны тележки

=1284+10*125/4-422,5=211кН.

По нормам, расчетный крановый пояс состоит из 2-х максимально сближенных кранов с тележками в крайних положениях с наибольшим грузом на крюках и движущихся с максимальной скоростью. Для определения расчетных усилии со стороны крана, построим линию влияния:

Рис. 14. Линия влияния опорных реакций подкрановых балок.

Расчетное усилие, передаваемое на колонну колесами крана

, где

У_т - коэффициент надежности по назначению, для зданий II-ой категории ответственности равен 0,95;

n_k -- коэффициент надежности по нагрузки, для крановых нагрузок равен 1,1; rig- коэффициент сочетаний, для кранов с тяжелым режимом работы 0.95 у - ордината линии влияния;

n_c - нормативное значение собственного веса подкрановых конструкций, принимается равной 7 кН/м;

Сумма ординат линий влияния ?y_i= 0,47 + 0,54 + 0,93 +1,0 + 0,75 + 0,68 + 0,29 + 0,22 = 4,88.

Подставив все величины, получим

D_max\min=0,95*(1,1*0,95 *{422,5}*4,88+1,05*7*1*12)=2130/1106

Силы d_max и d„m приложены по оси подкрановой балки и поэтому не только сжимают нижнюю часть колонны, но и передают на нее изгибающие моменты:

Силы d_max и d„m приложены по оси подкрановой балки и поэтому не только сжимают нижнюю часть колонны, но и передают на нее изгибающие моменты: где L_к - расстояние от оси подкрановой балки до оси, проходящей через центр тяжести нижней части колонны.

e_k=0,5*h_H=0,5*1,5=0,75м

м_мах = 2130,64-0,75 = 1597,5 кНм;

m_min = 1106*0,75 = 829,5 кНм.

Горизонтальные нагрузки от торможения тележки крана

Нормативна нагрузка от торможения тележки с грузом для кранов тяжелого режима работы:

Т^норм=0,1*F_k=0,1*422,5Кн

=0,95*1,1*0,95*42,25*4,88=204,69Кн

Сила Т может передаваться равновероятно на одной из сторон крана с равновероятным направлением (влево или вправо).

Ветровая нагрузка.

Москва относится к III -му ветровому району. Для него нормативное значение ветрового давления qo = 0,23 кН/м².

Примем тип местности - В.

Расчётная линейная нагрузка на колонну:

к - коэффициент, учитывающий изменение ветрового давления по высоте, для типа местности В и высоте до 5 м равен 0,5;

с-аэродинамический коэффициент, принимаем равным 0,8 для вертикальных стен с наветренной стороны и 0,6 - с подветренной.

n_b-коэффициент надежности по ветровой нагрузке, равный 1,4;

B-ширина расчетного блока.

q'=0,95*1,4*0,23*0,5*0,6*12=1,82кН/м

q'=0,95*1,4*0,23*0,5*0,8*12=2,43кН/м

При высоте 10м к=0,65

q'=0,95*1,4*0,23*0,65*0,6*12=2,37кН/м

q'=0,95*1,4*0,23*0,65*0,8*12=3,15кН/м

При высоте 20м к=0,85

q'=0,95*1,4*0,23*0,85*0,6*12=3,09кН/м

q'=0,95*1,4*0,23*0,85*0,8*12=4,12кН/м

При высоте 26,15 к=0,89

q'=0,95*1,4*0,23*0,9*0,6*12=2,08кН/м

q'=0,95*1,4*0,23*0,9*0,8*12=2,78кН/м

Сосредоточенные силы от ветровой нагрузки вычисляем по следующей формуле:

F_w=(2,08+2,78/2)*3,65=8,86кН

F_w=(3,09+4,12/2)*3,65=13,15кН

Схема ветровой нагрузки на раму.

Для вычисления эквивалентной нагрузки условно полагаем, что Н=Но=22,5м и принимаем коэффициент а = 1.15

q₃=a*q = 1.15*2.43 = 2.79кН

q₃=a*q = 1.15*1.82 = 2.09кН

Перенесем найденные нагрузки на расчетную схему

Поперечная сила в сечениях рамы положительная, если совмещение оси элемента с касательной к эпюре моментов происходит при вращении оси элемента по часовой стрелке.

Положительная продольная сила соответствуют растяжению элемента.

n= I_B/ I_H=1/10=0,1

б= H_B/H=6140/22840=0,286

Моменты от поворота узлов на угол ц= 1 равны:

M_A= k_A*i=0,687*i

M_B= k_B*i=-0,58*i

M_C= k_C*1=-0,2i

M_B^p=2 EI_p/L=2*I_p*i*H/ I_H*L=2*(2i*23,1/24)=1,925i

Реакция в фиктивной заделке:

r_H= M_B+ M_B^p=0,58i+1,925i=2,505i

Реакция верха колонны от момента M=-117,5Кн*м

r_1p=- k_B*M=0,171*(-117,5)=-20,09Кн*м

Реакция ригеля от постоянной равномерно распределенной нагрузки:

r_1p=- q_s*L²/12=-8,66*24²/12=415,7кНм.

Реакция в фиктивной заделке от нагрузки:

r_1p= r_1p^k+ r_1p^p=-20,09-415,7=-395,61кНм

Каноническое уравнение примет вид:

ц_{1*2,505i-395,61;} ц_1=160/i

Моменты от нагрузок на стойки Mр равны:

M_A= k_A*M=0,3*(-117,5)=-35,25кНм

M_B= k_B*М=-0,171*(-117,5)=20,09 кНм

M_C^H= k_C*M=-0,792*(-117,5)=85,66кНм

M_С^В=(-l k_C+1)*M =(-0,729+1)*(-117,5)=-31,84кНм

Расчет на снеговую нагрузку

Эпюры М, Q и N (для ригеля) от постоянной нагрузки умножаем на коэффициент:

q_CH/ q_q=28,8/8,66=3,33

Расчет на вертикальные крановые нагрузки

Ригель будем считать абсолютно жестким. Каноническое уравнение метода перемещений

r_II*ц+ r_1p=0



Знаки изгибающих моментов и поперечных сил такие же, как и при расчете на постоянную и снеговую нагрузки.

Моменты от смещения верхних узлов стоек вдоль ригеля на Д = 1 равны:

M_A = k_A*t = -3,915*t; M_B = k_B*t= 1,268*t; Мс = k_c*t = -0,287*t.

По вычисленным ранее п = 0,1 и а = 0,3 определим значения грузовой эпюры метода перемещений на левой стойке:

М_А = к_А*М= 0,3-2130,64 = 639,19 кНм;

М_в = к_в*М= -0,171-2130,64 = -364,34 кНм;

М" = кс*М= -0,729-2130,64 = -1553,24 кНм;

М_с^в = кс* М= (1 - 0,729>2130,64 = 577,4 кНм.

Усилия на правой стойке получим, умножая соответствующие усилия левой стойки на отношение

M_max/ M_min=420,74/1597,98=0,263

Получим следующие эпюры

Единичная и грузовая эпюры Вертикальные крановые нагрузки

Найдем коэффициент и свободный член канонического уравнения:

r_1I=2* k' _B*t/H=2*5,182*t/20,4=0,508*t

r_1p=- k' _B/н(M_max- M_min)=1,471/23,1*0,263=-70,63кН

Таким образом, из канонического уравнения получим смещение плоской рамы:

Д=- r_1p/ r_1I=-70,63/0,508 t=139,03*1/t

В расчетной схеме мы не учитывали работу упругоподатливой опоры в уровне подкрановых конструкций. В этом случае пространственную работу каркаса можно учесть, определив реакцию отпора на уровне ригеля или соответствующее смещение рамы в системе пространственного блока Д_пр. Оно меньше смещения плоской рамы Д нагруженной той же силой.

Отношение Д_пр/ Д называют коэффициентом пространственной работы б_пр, который определяется с учетом того, что смещение пропорционально силе, вызвавшей это смещение

б_пр=1-б-Ь*( n₀/?y-1), где

а, а' - коэффициенты, принимаемые по соответствующей таблице, в зависимости от величины Д n₀ число колес кранов на одной нитке подкрановых балок;

?y - сумма ординат линии влияния реакции рассматриваемой рамы.

Параметр в характеризует соотношение жесткостей поперечной рамы и покрытия и определяется по формуле:

в= B³*? I_H*d/ H³* I_п, где

В - шаг поперечных рам, назначенный выше, как 12 м;

H- высота колонны;

? I_H - сумма моментов инерции нижних частей колонн;

d - коэффициент привидения ступенчатой колонны к эквивалентной по смещению колонне постоянного сечения, равный при жестком сопряжении ригеля с колонной

d= k'_B/12=5,182/12=0,432

I_п= I_CB+ I_KP, где

I_CB - момент инерции продольных связей по нижним поясам ферм;

I_KP -эквивалентный момент инерции кровли.

С учетом крепления связей на сварке для кровли из панелей с профилированным настилом можно принять:

? I_H/ I_п=-1/4.

Получим

в =12³*0,432/23,1³*4=0,015

б_пр=1-0,726+0,224*(8/4,88-1)=0,417

Д_пр= б_пр*Д=0,477*167,11/t=69,68*1/t

С учетом найденного A_пр пересчитаем эпюру М₁ и построим окончательную:

М=Мр +М_I* Д_пр

Моменты от фактического перемещения узлов равны:

М_А = -3,915t*69,68/ t= -272,8 кНм;

М_в = 1,268t*69,68/ t = 88,35 кНм;

М_с = -0,287*t*69,68/ t=20 кНм.

Эпюра М для правой стойки будет считать аналогично левой, только лишь единичные моменты будут браться с противоположным знаком: М_А = 272,8 + 168,11 = 440,91 кНм; М_в = -88,35 - 95,82= -184,17 кНм; M_С^в = 20+ 151,86= 171,86 кНм; М_c^H = 20 - 408,5= -388,5 кНм.

Эпюры изгибающих моментов, поперечных и продольных сил будут следующими



Разница в значении нормальной силы у левого и правого концов ригеля получилась из-за передачи горизонтальных сил на соседние рамы вследствие учета пространственной работы каркаса.

Проверкой может служить значения перепада моментов в месте изменения жесткости стойки:

М_c^H + M_С^в = 1573,24 + 557,4 = 2130,64 = M_max = 2130,64 кНм - на левой стойке;

М_c^H + M_С^в = 388,5 + 171,86 = 560,36 *= M_min = 560,99 кНм - на правой стойке.

Расчет на горизонтальные крановые нагрузки

Очевидно, что единичная эпюра моментов M₁, каноническое уравнение и коэффициент б_пр здесь такие же, как при расчете вертикальные крановые нагрузки.

Аналогично предыдущему пункту проведем статический расчет.

По вычисленным ранее п = и,1 б= 0,5 определим значения грузовой эпюры метода перемещении на левой стоике: M_A = к_А*Т*Н= -0,133*204,69*23,1 = -628,86 кНм;

Очевидно, что единичная эпюра моментов М₁, каноническое уравнение и коэффициент б_пр здесь такие же, как при расчете вертикальные крановые нагрузки.

Аналогично предыдущему пункту проведем статический расчет.

По вычисленным ранее п = 0,1 и а = 0,3 определим значения грузовой эпюры метода перемещений на левой стойке:

М_А = к_А*Т*Н= -0,133*204,69*23,1 = -628,86 кНм;

М_в = к_в*Т*Н= -0,095*204,69*23,1 = -449,19 кНм;

М_с = к_с*Т*Н= 0,103*204,69*23,1 = 487,01 кНм;

Frb = к'_в*Т= -0,66*204,69 = -135,71 кН.

Построим эпюру Мр

Грузовая эпюра. Горизонтальные крановые нагрузки.

Смещение верха колонн с учетом пространственной работы каркаса

Д_пр =- б_пр r_1p/ r_1I=0,417*135,71/0,508t=111,4*1/t

Пересчитаем единичную эпюру метода перемещений и построим окончательную по формуле

М= М_Р + М_I*Д_пр

Моменты от фактического перемещения узлов (М_I*Д_пр) равны:

М_А = -3,915t*111,4/ t= -436,13 кНм;

М_в = 1,268t*111,4/ t = 141,26 кНм;

М_с = -0,287*t*111,4/ t=-31,86 кНм.

Эпюра моментов (М_I*Д_пр+Мр) от постоянной нагрузки для левой стойки: М_А = -436,13 - 628,86 = -1064,9 кНм; М_в = 141,26 - 449,19 = -307,84 кНм; М_с^в = Мс^H =-31,86 + 430,09 = 398,23 кНм.

Эпюра М для правой стойки будет аналогична исправленной единичной эпюре метода перемещений.

Разница в значении нормальной силы у левого и правого концов ригеля получилась из-за передачи горизонтальных сил на соседние рамы вследствие учета пространственной работы каркаса.

Проверка - равенство перепада в эпюре поперечных сил на левой стойке и величины приложенной нагрузки

Т: Q_C^B +Q_C^H= 106,81 + 97,32 = 204,13 =Т= 204,69 кН.

Расчет на ветровую нагрузку

Упрощенная расчетная схема. Ветровая нагрузка.

Очевидно, что единичная эпюра моментов М₁, каноническое уравнение и коэффициент б_пр здесь такие же, как при расчете вертикальные крановые нагрузки.

Но вычисленным ранее п = 0,1 и а = 0,3 определим значения грузовой эпюры метода перемещений на левой стойке:

М_А = к_А* q_э*Н²= -0,117*2,79*23,1 = -174,18 кНм;

М_в = к_в* q_э*Н²= -0,05*2,79*23,1 = -74,4 кНм; М_с = к_с* q_э*Н²= 0,036* 2,79*23,1 = 53,5кНм;

Frb = к'_в* q_э*Нррррррррр = -0,432*2,79 = -27,84 кН.

Усилия на правой стойке получим, умножая соответствующие усилия левой стойки на отношение:

q_э^э/ q_э=2,09/2,79=0,75

Построим эпюру Мр:

Найдем коэффициент и свободный член канонического уравнения: r_1I = 0,508*r,

r_ip = -( Frb + F'rb + Fw + F'w) =(24,59 + 24,59*0,75 + 15,37 + 11,53) = 69,93 кН.

Так как ветровая нагрузка с одинаковой интенсивностью воздействует на все рамы здания, следовательно, коэффициент б_пр= 1, или смещение рамы равно:

Д =- r_1p/ r_1I=69,63/0,508*t

Пересчитаем единичную эпюру метода перемещений и построим окончательную по формуле

М=М_Р + М_I*Д_пр

Моменты от фактического перемещения узлов (М_I*Д_пр )на левой стойке равны:

М_А = -3,915t*137,66/ t= -538,93 кНм;

М_в = 1,268t*137,66/ t = 174,55 кНм;

М_с = -0,287*t*137,66/ t=-39,51 кНм.

Эпюра моментов (М_I*Д_пр) от постоянной нагрузки для левой стойки: М_А = -538,93 -135,85 = -674,78 кНм; М_в = 174,55 - 58,05 = 116,5 кНм; М_с = -39,51 +41,8 = 2,29 кНм.

Эпюра М для правой стойки будет считать аналогично левой, только лишь единичные моменты будут браться с противоположным знаком: М_А = 538,93 + 101,89 = 640,82 кНм; М_в = -174,55 +43,54 = -131,01 кНм; М_с= 39,51 - 31,35 = 8,16 кНм.

Эпюры изгибающих моментов, поперечных и продольных сил будут следующими



Теперь найдем значения эпюры Q на левой стойке:

Q_А^л=- M_A +M_B/Н+ q_э* Н/2=674,78+116,5/23,1+2,79*23,1/2=66,47кН РРРРРРРР

Q_B^л= Q_А^л- q_э* Н=57,5-2,09*23,1=11,3кН

Продольные силы в опорных сечениях ригеля равны

N_риг^лев= Q_B^л- F_B=8,951-15,37=-6,419кН

N_риг^прав= Q_B^прав+ F ^'_B=-11,3+11,53=-0,23кН

Составление таблицы расчетных усилий в сечениях рамы

Усилия в поперечной раме, занесем в табл. 2 в соответствии с принятой нумерацией сечений.



Расчет и конструирование стропильной фермы

Сбор нагрузок на ферму:

Расчетная равномерно распределенная нагрузка на ригель рамы g_g=8,66кН/м, найдём узловые силы:

F_t =f₂ = F₃ = F₄ = F₅ =F₆ =f₇ =f₈ = F₉ =F

F = q_n*d = 8,66-3 = 26кН .

где d - ширина панели фермы.

Силы F_o и F₉ приложены к колоннам и в расчете фермы не учитываются. Опорные реакции:

F_Ag=F*9/2=25,98*9/2=116,9кН/м

Снеговая нагрузка.

Город Москва находится в II -ом снеговом районе. Следовательно, расчетное значение веса снегового покрова на 1 м² горизонтальной поверхности земли Р = 1.8 кн/м

Линейно распределенная нагрузка от снега на ригель рамы:

q_s=C*P*,

где с - коэффициент перехода от веса снегового покрова земли к снеговой нагрузке на покрытие, равный 1,0;

В - шаг рам.

Подставив эти значения, получим

qs= 1,0*1.8*12 =2 1,6 кН/м.

Усилия в панелях поясов определяются способом моментной точки:

N_t-1=M/ H_ф

Моментные точки выбираются на противолежащем поясе, в месте пересечения раскосов.

N_1-4=327,32/3,05=107,32 кНм

N_4-7=794,72/3,05=260,56кНм

N_7-10=750,12/3,05=311,51кНм

Верхний пояс:

N_3-5=- N_5-6 =-60,02/3,05=-196,73кНм

N_6-8= N_8-9=-911,42/3,05=-298,83кНм

Усилия в стойках:

N=F=26кНм

Усилия от снеговой нагрузки.

В покрытиях без фонаря допускается определять путём умножения усилий от постоянной нагрузки на коэффициент:

q_сп/q_n=21,6/8,66=3,33

Усилия в поясах:

Верхний:

N_2-3=985,4/3,05=323,08 кНм

N_3-5= N_3-6 =905,5/3,05=296,92кНм

N_6-8= N_8-9 =823,1/3,05=269,87кНм

Нижний

N_1-3=-13,76/0,74=-310,46 кНм

N_4-7=-864,3/3,05=-283,38кНм

N_7-10=-781,8/3,05=-256,33кНм

Усилия в раскосах

N_1-4=-946,9/0,74=-19,11кНм

N_3-4=13,76/0,71=19,38кНм

N_4-6=-13,76/0,71=-19,38кНм

N_6-7=13,76/0,71=19,38кНм

N_7-9=-13,76/0,71=-19,38кНм

Усилия в поясах:

Верхний

N_1-4=692,9/3,05=227,18 кНм

N_3-5= N_5-6 =613,1/3,05=201,02кНм

N_6-8= N_8-9 =530,6/3,05=173,97кНм

Нижний

N_1-3=-654,4/3,05=-214,56 кНм

N_4-7=-571,8/3,05=-187,48кНм

N_7-10=-489,3/3,05=-160,43кНм

Усилия в раскосах

N_1-3=-13,76/0,74=-18,59кНм

N_3-4=13,76/0,71=19,38кНм

N_4-6=-13,76/0,71=-19,38кНм

N_6-7=13,76/0,71=19,38кНм

N_7-9=-13,76/0,71=-19,38кНм

Усилия в стойках:

N_4-5= N_7-8=0

Подбор сечений фермы

Для элементов верхнего и нижнего поясов и опорных раскосов расчётная длина в плоскости фермы 1_Х = 1, для прочих элементов 1_х = 0,8*1, где 1 - расстояние между центрами узлов.

Расчётная длина элементов решётки из плоскости фермы 1_у = 1, где 1 - расстояние между центрами узлов от смещения из плоскости фермы связями, распорками или кровельными панелями.

Рассмотрим тип сечения из парных уголков

Толщину фасонок t_ф принимаем одинаковой для всех узлов в соответствии с рекомендациями по табл.7:

Таблица 7

Максимальное усилие в элементе решётки, кН	До 150	151-250	251-400	401-600	601-1000	10001-1400	1401-1800	Более 1800
Рекомендуемая толщина фасонки, мм	6	8	10	12	14	16	18	20

Максимальное усилие в опорном раскосе - 684,01кН, следовательно, принимаем t_ф = 14 мм.

Расчёт элементов на прочность выполняется по формуле:

N/A?R*Y_c,

где N - максимальное растягивающее усилие в элементе, кН;

А - площадь поперечного сечения (нетто), см²;

Устойчивость центрально сжатых элементов проверяем по формуле:

N/A_ц?R*Y_c

где N - максимальное сжимающее усилие в элементе, кН;

А - площадь поперечного сечения (брутто);

ц - коэффициент продольного изгиба.

ПОДБОР СЕЧЕНИЙ ВЕРХНЕГО ПОЯСА ФЕРМЫ

Элемент 3-5, 5-6.

Материал конструкции фермы - сталь С255, R_y = 24 кН/см²

Расчётное усилие: N = -851,84 кН - сжатие

Расчетные длины стержня: 1_Х = 240 см; 1_У = 240 см.

Поскольку 1_Х =1_У принимаем тавровое сечение из двух равнополочных уголков. Зададимся гибкостью в пределах рекомендуемых для поясов ферм:

л = 80.

Тогда условная гибкость

Тогда по табл. 72 СНиПа П-23-81* находим, ц = 0,686. Следовательно, требуемая площадь поперечного сечения.

A_тр=N/ц* R_Y* Y_C=851,84/0,686*24*0,95=54,46см³

Принимаем сечение из двух равнополочных уголков 140х10. Для него выпишем из сортамента следующие величины:

А = 27,3x2 = 54,6 см²;

i_x = 4,33 см;

i_y = 6,25 см.

Расчетные гибкости стержня в плоскостях, перпендикулярных осям х-х и у-у, соответственно равны

л_х= i_x / i_y=240/4,33=55,4

л_y= l_y / i_y=240/6,25=38,4

По максимальной (перпендикулярной осям х-х) гибкости определим условную гибкость:

л_max=

ц=0,758

Проверим несущую способность подобранного сечения

у=N/ц*А=851,84/0,758*54,6=20,58кН/см³< R_Y* y_c=24*0,95=22,8 кН/см²

Элемент 6-8, 8-9.

Расчетное усилие N= -1293.93 кН. Расчетные длины стержня: l_х= 240 см; l_y = 240 см.

Поскольку 1_Х = 1_У, принимаем тавровое сечение из двух равнополочных уголков. Зададимся гибкостью в пределах рекомендуемых для поясов ферм:

л = 80.

Тогда условная гибкость

Тогда по табл. 72 СНиПа П-23-81* находим, ц = 0,686. Следовательно, требуемая площадь поперечного сечения.

A_тр=N/ц* R_Y* Y_C=1293,93/0,686*24*0,95=82,73см³

Принимаем сечение из двух равнополочных уголков 140х10. Для него выпишем из сортамента следующие величины:

А = 42,2x2 = 84,4 см²;

i_x = 5,59 см;

i_y = 7,9 см.

Расчетные гибкости стержня в плоскостях, перпендикулярных осям х-х и у-у, соответственно равны

л_х= i_x / i_y=240/5,59=42,9

л_y= l_y / i_y=240/7,9=30,3

По максимальной (перпендикулярной осям х-х) гибкости определим условную гибкость:

л_max=

ц=0,835

Проверим несущую способность подобранного сечения

у=N/ц*А=1293,93/0,853*84,4=18,36кН/см³< R_Y* y_c=24*0,95=22,8 кН/см²

Получили большое недонапряжение, поэтому изменим уже подобранное сечение, задав гибкость л= 70.

Тогда условная гибкость

л_max=

Тогда по табл. 72 СНиПа П-23-81* находим, ц = 0,754. Следовательно, требуемая площадь поперечного сечения.

A_тр=N/ц* R_Y* Y_C=1293,93/0,754*24*0,95=75,27см³

Принимаем сечение из двух равнополочных уголков 180х 11. Для него выпишем из сортамента следующие величины: А = 38,8x2 = 77,6 см²; i_x = 5,6 см; i_y = 7,88 см

Расчетные гибкости стержня в плоскостях, перпендикулярных осям х-х и у-у, соответственно равны

л_х= l_x / i_y=240/5,6=42,8

л_y= l_y / i_y=240/7,88=30,4

По максимальной (перпендикулярной осям х-х) гибкости определим условную гибкость:

л_max=

ц = 0,835

Проверим несущую способность подобранного сечения

у=N/ц*А=1293,93/0,835*77,6=19,97кН/см³< R_Y* y_c=24*0,95=22,8 кН/см²

Подбор сечений нижнего пояса фермы

Стержень 1 - 4

Расчетные усилия: растяжение N= 464,7 кН. сжатие N = -343,74 кН.

Так как растягивающая стержень нагрузка превосходит сжимающую, то сечение будем подбирать из условия обеспечения несущей способности стержня при растяжении. Требуемая площадь поперечного сечения:

A_тр=N/ц* R_Y* Y_C=464,7/24*0,95=20,38см³

Расчетные длины стержня: l_X=300 см; 1_У = 580 см;

Поскольку 1_Х = 0,51_У, принимаем тавровое сечение из двух неравнополочных уголков, расположенных узкими полками вместе, 80x60x8. Для него выписываем из сортамента следующие величины: А = 21,34 см²; i_x = 2,5 см; i_y = 4,11 см. Определяем фактическую гибкость стержня:

в плоскости фермы: л_х= l_x / i_y=240/2,5=96<л_пред=400

из плоскости фермы: л_y= l_y / i_y=480/4,11=116,78 л_пред=400

Проверяем выполнение условия прочности:

N_р/А-464,7/21,34=21,78 кН/см³< R_Y* y_c=24*0,95=22,8 кН/см²

Стержень 4--7, 7-10.

Расчетное усилие N = 1348,84 кН.

В элементе 4-7 расчетное усилие равно N = 1128,22 кН, но для повышения технологичности изготовления принимаем с запасом, что усилия равны. Расчетные длины стержня: l_x = 600 см; l_y = 1800 см;

Требуемая площадь поперечного сечения:

A_тр=N/ц* R_Y* Y_C=1348,84/24*0,95=59,16см³

Принимаем сечение из двух неравнополочных уголков, расположенных узкими полками вместе, 160x100x12. Для него выписываем из сортамента следующие величины: А = 60,0 см²; i_x = 2,82 см; i_y = 7,89 см.

Расчетные гибкости стержня в плоскостях, перпендикулярных осям х-х и у-у, соответственно равны:

в плоскости фермы: л_х= l_x / i_y=600/2,82=212,77<л_пред=400

из плоскости фермы: л_y= l_y / i_y=1800/7,89=228,14<л_пред=400

Проверяем выполнение условия прочности:

N_р/А=1384,84/60=22,48 кН/см³< R_Y* y_c=24*0,95=22,8 кН/см²

Подбор сечений раскосов фермы Стержень 1-3.

Расчетное усилие N = -684,01 кН - сжатие. Расчетные длины стержня: l_х= 197 см;/,. 1_У = 394 см

Поскольку 1_У = 2хl_х, принимаем тавровое сечение из двух неравнополочных уголков, расположенных узкими полками вместе. Зададимся гибкостью в пределах рекомендуемых для ферм: л= 80.

Тогда условная гибкость равна

л_max=

Тогда по табл. 72 СНиПа П-23-81 * находим, ц = 0,686. Следовательно, требуемая площадь поперечного сечения:

A_тр=N/ц* R_Y* Y_C=684,01/0,686*24*0,95=43,73см³

Принимаем сечение из двух неравнополочных уголков 140x90x10. Для него выписываем из сортамента следующие величины: А = 44,4 см²; i_x = 4,47 см; i_y = 6,91 см. Расчётные гибкости стержня в плоскостях, перпендикулярных осям х-х и у-у, соответственно равны:

в плоскости фермы: л_х= l_x / i_y=197/24.47=44,07<л_пред120

из плоскости фермы: л_y= l_y / i_y=394/6,91=57,02 л_пред=120

По максимальной гибкости ц = 0,819

Проверим несущую способность подобранного сечения:

у=N/ц*А=684,01/0,819*44,4*24*0,95=18,81кН/см³< R_Y* y_c=24*0,95=22,8 кН/см²

В соответствии с табл. 19 СНиПа П-23-81* предельная гибкость равна л = 180 -60*0,83=130,42, что удовлетворяет подобранному сечению:

л_max= l_y=57,02

Стержень 3-4.

Расчётное усилие: N = 554,37 кН - растяжение Расчетные длины стержня: 1_Х = 0,8*428 = 342 см; 1_У = 428 см. Требуемая площадь поперечного сечения:

A_тр=N/ц* R_Y* Y_C=554,37/24*0,95=24,31см²

Целесообразней принять тавровое сечение из двух равнополочных уголков 80x8. Для него выпишем из сортамента следующие величины: А = 12,3x2 = 24,6 см²; i_x = 2,44 см; /_у = 3,84 см

Расчётные гибкости стебржля в плоскостях, перпендикулярных осям х-х в у-у, соответственно равны:

в плоскости фермы: л_х= l_x / i_y=342/2,44=140,16<л_пред=400

из плоскости фермы: л_y= l_y / i_y=428/3,84=111,46<л_пред=120

Проверим несущую способность подобранного сечения:

у=N/А =554,37/24,6=22,54кН/см³< R_Y* y_c=24*0,95=22,8 кН/см²

Стержень 4-6.

Расчетное усилие N= -395,91 кН - сжатие. Расчетные длины стержня: 1_Х = 342 см; 1_У = 428 см;

Зададимся гибкостью в пределах рекомендуемых для ферм: л = 100.

Тогда условная гибкость

л_max=

Тогда по табл. 72 СНиПа П-23-81* находим ц= 0,542. Следовательно, требуемая площадь поперечного сечения:

A_тр=N/ц* R_Y* Y_C=395,91/0,542*24*0,95=32,04см²

Целесообразней принять тавровое сечение из двух равнополочных уголков 110x8. Для него выпишем из сортамента следующие величины: А = 17,2x2 = 34,4 см²; l_y = 3,39 см; iy ~ 5,01 см

Расчётные гибкости стебржня в плоскостях, перпендикулярных осям х-х и у-у, соответственно равны:

в плоскости фермы: л_х= l_x / i_y=342/3,39=100,88

из плоскости фермы: л_y= l_y / i_y=428/5,01=85,43

По максимальной гибкости ц = 0,536

Проверим несущую способность подобранного сечения:

у=N/А =395,91/0,536*34,4=21,47кН/см³< R_Y* y_c=24*0,95=22,8 кН/см²

В соответствии с табл. 19 СНиПа П-23-81* предельная гибкость равна:

л=180-60*б,

где б= N/А*ц* R_Y* Y_C=395,91/0,536*34,4*24*0,95=0,94

Следовательно л=180-60*0,04=123,49 что удовлетворяет подобранному сечению:

л_max = л_х100,88 < [л] =123,49.

Стержень 6-7.

Расчётное усилие: N = 238,38 кН - растяжение Расчетные длины стержня: 1_Х =0,8*428 = 342 см; 1_У = 428 см. Требуемая площадь поперечного сечения:

A_тр=N/ R_Y* Y_C=238,38/24*0,95=10,46см²

Целесообразней принять тавровое сечение из двух равнополочных уголков 70x5. Для него выпишем из сортамента следующие величины: А = 13,72 см², i_x =2,16см , i_y =3,3см.

в плоскости фермы: л_х= l_x / i_y=342/2,16=158,33<л_пред=400

из плоскости фермы: л_y= l_y / i_y=428/3,3=129,7<л_пред=400

Проверим несущую способность подобранного сечения

у=N/А =238,38/13,17,37кН/см³< R_Y* y_c=24*0,95=22,8 кН/см²

Стержень 7-9.

Расчетное усилие N= -92,01 кН - сжатие.

Расчетные длины стержня: 1_Х = 342 см; 1_У = 428 см;

Зададимся гибкостью в пределах рекомендуемых для ферм: л = 80.

Тогда условная гибкость

л_max=

Тогда по табл. 72 СНиПа П-23-81* находим, ц = 0,542. Следовательно, требуемая площадь поперечного сечения:

A_тр=N/ц* R_Y* Y_C=92,01/0,542*24*0,95=7,45см²

Примем тавровое сечение из двух равнополочных уголков 70x5. Для него выпишем из сортамента следующие величины: А = 13,72 см², i_x = 2,16 см, i_у= 3,3 см. Расчетные гибкости стебржня в плоскостях, перпендикулярных осям х-х и у-у, соответственно равны:

в плоскости фермы: л_х= l_x / i_y=342/2,16=158,33

из плоскости фермы: л_y= l_y / i_y=428/3,3=129,7

По максимальной гибкости ц= 0,249 проверим несулгую способность подобранного сечения

у=N/ ц*А =238,38/0,322*18,76=15,23кН/см³< R_Y* y_c=24*0,95=22,8 кН/см²

В соответствии с табл. 19 СНиПа П-23-81* предельная гибкость равна

л=180-60*б,

где б= N/А*ц* R_Y* Y_C=92,01/0,322*18,76*24*0,95=0,67

Следовательно л=180-60*0,67=139,92 что удовлетворяет подобранному сечению:

л_max = л_х100,88 < [л] =123,49.

Подбор сечений стоек ферм Расчетное усилие N= -112,58 кН.

Расчетные длины стержня: l_x= 244 см; л_y= 305 см.

Принимаем тавровое сечение из двух равнополочных уголков. Зададимся гибкостью в пределах рекомендуемых для ферм: л= 80.

л_max=

Тогда по табл. 72 СНиПа П-23-81* находим, р= 0,686. Следовательно, требуемая площадь поперечного сечения:

A_тр=N/ц* R_Y* Y_C=112,58/0, 686*24*0,95=7,2см²

По сортаменту, принимаем сечение из двух равнополочных уголков 70x5. Для него выпишем из сортамента следующие величины: А = 13,72 см², i_x = 2,16 см, i_y = 3,3 см.

Расчетные гибкости стержня в плоскостях, перпендикулярных осям х-х и у-у, соответственно равны:

в плоскости фермы: л_х= l_x / i_y=244/2,16=112,96

из плоскости фермы: л_y= l_y / i_y=305/3,3=92,42

По максимальной гибкости ц= 0,461 проверим несущую способность подобранного сечения

у=N/ ц*А =112,58/0,461*13,72=17,8кН/см³< R_Y* y_c=24*0,95=22,8 кН/см²

В соответствии с табл. 19 СНиПа П-23-81* предельная гибкость равна

л=210-60*б,

где б= N/А*ц* R_Y* Y_C=112,58/0,461*13,72*24*0,95=0,78

Следовательно л=210-60*0,78=163,16

что удовлетворяет подобранному сечению:

л_max = л_х=112,96 < [л] =163,16.

Конструирование и расчет узлов фермы

Для сварки узлов фермы применяем полуавтоматическую сварку проволокой Св-08Г2С d = 1,4...2 мм. Максимальный катет шва к_fmax = 8 мм.

Bf = 0,9; в _z= 1,05 - коэффициенты качества шва (табл. 34 СНиП [3]);

Y_wf -коэффициенты условий работы шва;

R_fw=21,5кН/м²

R_fw=0,45* R_ип, R_fw=0,45* R_ип=0,45*0,37=16,6 кН/см²расчётное сопротивление срезу по металлу границы сплавления (по таблице 3 [3]).

R_fw* в _f=21,5*0,9=19,3 кН/см²

Следовательно, несущая способность швов определяется прочностью по границе сплавления. Задаваясь катетами швов к" и kf, определяем требуемую длину швов (в табличной форме) по формулам:

l_wⁿ=N_n/n* k_fⁿ* в _z *R_fz* y_wz*y_c+1cм

где: п = 1;2 - число уголков, образующих стержень решетки.

Сопряжение верхнего пояса и колонны

Ферма и опорные фланцы - из стали С255; электроды - Э50.

m_оп=-249,8кН*см

Прикрепление верхнего пояса к колонне: Н_м = m_оп/H_f=985,4/3,05=323кН

Болты прикрепления.

Принимаем болты нормальной точности из стали класса 5,6 R_з⁶=21kH/cм

Из условия прочности болтов при растяжении: A_п^треб= Н_м/ R_з⁶=323/21=15,4см²

Принимаем 4 болта МЗО с общей площадью A_п^треб = 4 *5,6 = 22,4см² > 15,4см²

Из условия размещения болтов b= 12,0см, а=26,0см. Толщина фланца

Из условия прочности фланца при изгибе:

М_фл= Н_м* b/8=323*12/8=484,5кН*см

t_f^пр=

Принимаем t_фл=2,5см

Шов А. Расчётное усилие: N = 0,7 * H_м = 0,7 * 323 = 226,1 кН (шов по обушку). Задаёмся катетом шва k_f = 6 мм.

Длина шва:

l_w= N/n* k_fⁿ* в _z *R_fz* y_wz*y_c+1cм=226,1/2*0,6*1,05*16,6*1*1=7см

Шов Б. Расчётное усилие: N = 0,3 * H_м = 0,3 * 323 = 96,9 кН (шов по перу). Задаёмся катетом шва k _f = 6 мм.

Длина шва:

l_w= N/n* k_fⁿ* в _z *R_fz* y_wz*y_c+1cм=96,9/2*0,6*1,05*16,6*1*1=12см

Шов В. Расчётная длина шва: l_w=а-1 см = 26 -1 = 25 см

Катет шва

k _f= H_м/n*( а-1)* в _f *R_fz=323/2*25*1,05*16,6*1*1=0,37см

Принимаем k_f = 7 мм как минимально допустимое значение

Сопряжение нижнего пояса и колонны

Опорная реакция от снеговой и постоянной нагрузок - Q=505,7кН

H=H_m+N=323+249,8=572,8kH

Проверка опорного фланца на смятие:

Конструктивно принимаем t_Ф=2,5cм и ширина фланца В_Ф=20см.

у= Q_оп/ В_Ф* t_Ф

Далее рассчитываем швы прикрепления Ш1, Ш2, ШЗ, Ш4, на максимальные усилия в опорном раскосе и нижнем поясе.

Шов Ш1. Расчётное усилие: N = 0,7* N_п.п. = 0,7 * 464,7 = 325,29 кН.

Задаёмся катетом шва k_r = 8 мм .

Длина шва

l_w= N/n* k_f* в _z *R_fz* y_wz*y_c+1cм= 325,29/2* 0,8*1,05*16,6*1*1+1см=12,7см

Шов Ш2. Расчётное усилие: N = 0,3* N_xn = 0,3* 464,7 = 139,41 кН .

Задаёмся катетом шва к, = 6 мм.

Длина шва

l_w= N/n* k_f* в _z *R_fz* y_wz*y_c+1cм =139.41/2* 0,8*1,05*16,6 *1*1+1см= 7,7см

Шов ШЗ: k_f =8 ММ , l_v = 19 см (см. табл. «Расчёт швов крепления решётки к фасонкам») Шов Ш4: k_f = 6 мм, = 9 см (см. табл. «Расчёт швов крепления решётки к фасонкам»).

Верхний укрупнительный стык

N_n = 236.4 кН; 551.7 кН.

Горизонтальные полки уголков верхнего пояса (180 ^х 12) перекрываются в стыке двумя накладками, вертикальные полки - фасонкой.

Размеры горизонтальных накладок (С255) подбираем из условия их равнопрочности с горизонтальными полками (С255) верхнего пояса:

A_n=A_г.п.* R_г.п./ R_n=18*1,2*24/24=43,2 см²

Принимаем следующие размеры накладки: b_M = 18 + 3 = 21 см, t_K = 1,1 см. Площадь сечения накладки: A_п^факт = 21 -1,1 = 23,1 см².

Включаемое в расчёт сечение фасонки определяем из условия его равнопрочности с вертикальными полками:

A_ф=2* A_г.п.* R_г.п./ R_n=2*18*1,2*24/24=43,см².

Соответствующая высота включаемого в расчёт сечения фасонки:

h_Ф= A_ф/ t_Ф=43,2/1,4=30,9см

Фактический размер фасонки по линии к - к принимается не менее h_Ф. Прочность стыка с площадью сечения (2*А_п+А_ф) проверяем в предположении центрального нагружения силой N_ст=1,2*n= 12* 1293,93 = 1552,7 кН (коэффициент 12 учитывает условность расчётной схемы):

у= N_ст/2* А_п+А_ф=1552,7/2*2,16+43,2=17,97кН/см²<R_y=24 кН/см²

Промежуточный узел фермы Проверка прочности стыка

здание колонна ригель рама

Стык пояса смещен в панель с меньшим усилием, при этом величина смещения такова, что усилия в раскосах не влияют на работу стыка.

Горизонтальные полки уголков пояса (-] г 180x12) перекрываются в стыке двумя накладками, вертикальные - фасонкой.

Размеры накладок из стали С255 подбираем из условия их равнопрочности с горизонтальными полками Ан=18-1,2=21,6 см² Принимаем bн= 18 + 3- 4= 17см t_H= 1,3см, получаем:

A_n^факт = Ь_н * t_o =17*1,3=22,1 см²

Сечение фасонки определяем из условия его равнопрочности с вертикальными полками А_4агт= 2-А„=2-21.6=43,2см²

Высота сечения фасонки:

h_Ф= A_ф/ t_Ф=43,2/1,4=30,9см

Прочность стыка проверяется в предположении центрального его нагружения силой 1,2*N₁ (коэффициент 1,2 учитывает условность расчетной схемы стыка):

у=1,2*N₁/2*Aф^факт+An^факт= =1,2*851,84/2*22,1 +43,21552,7/2*2,16+ 43,2=11,7кН/см²< R_y = 24 кН/см²

Расчет и конструирование колонны

Для верхней части колонны в сечении 1-1 N = -835,1 кН; М= -985,4 кНм;Q= -216к11. В сечении 2-2 при том же сочетании нагрузок (1, 2, 3, 4, 5*) М , 578 кНм.

Для нижней части колонны Nj = -2600,6 кН; м/ = -19263 кНм (изгибающий момент догружает подкрановую ветвь), N2 - -2871,1 кН; М2 -- 2217,5 кНм (изгибающий момент догружает наружную ветвь); Q_max = -131,6 кН.

Соотношение жесткостей верхней и нижней частей колонны I_B /I_H=0,1

Материал конструкций колонны - сталь С255

Расчетные длины колонны

Так как

H_B/ H_Н=l₂/ l₁=6,2/14,2=6140/16960=0,36<0,6

и

N_H/ N_B=2871,1/835,1=3,44>3,

то значения коэффициентов м₁ и м₂

м₁=2_, м₁=3.

Расчетные длины колонны в плоскости рамы:

-для нижней части колонны l_x1

l_x1= м₁*f₁=2*1420=2840см

l_x1= м₂*f₂=3*620=1860см

Расчетные длины колонны из плоскости рамы:

l_y1= H_Н =1420см

l_y2= H_B-h_п.б. =620-180=440см

Подбор сечения верхней части колонны

Сечение верхней части колонны принимаем в виде сварного двутавра высотой h=1000мм

Для симметричного двутавра:

радиус инерции:

i_x=0,42*h=0,42*100=42см

ядровое расстояние: с_x=0,35*h=0,35*100=35см

Тогда:

л_х= l_x2/ l_x*-условная гибкость стержня

Размещено на Allbest.ru