Размещено на http://www.allbest.ru/

Расчет и проектирование конструкций одноэтажного промышленного здания с мостовыми кранами

1. Определение размеров поперечной рамы

1.1 Определение вертикальных размеров

Вертикальные размеры (Н_к по прил. 1):

H₂> (Н_к+ 100) + f = 2750 +100 + 400 = 3250 мм; так как l_ф=30 м, то с=400.

Для соблюдений условий H_z принимаем кратным 200 мм, H_z=3400 мм

H₀ > H₁+Н₂=14000 + 3400 = 17400 мм=18000 мм, так как H₀>10,8 м, то принимаем кратно 1,8, H₀=18000 мм.

При высоте подкрановой балки с рельсом, равной 1/8 ее пролета,

H_в= (h_б+h_р) +Н₂=1000+120+3400=4520 мм.

Полная высота колонны

H= H₀+ H_в=18000+150=18150 мм.

H_н= H - H_в=18150 -4520=13630 мм.

1.2 Определение горизонтальных размеров

Горизонтальные размеры (В₁ по прил. 1)

в_в1/12 H₂=1/12 3400=283,33 по условию жёсткости, принимаем в_в=450 мм, а₀=200 м.

в_н= а₀+=200+750=950 мм.

=750 мм при Q500. l_ц= l_кр+2

l_кр= l_ц-2 =30000-2·750=28500 мм. В_н= в_н+200=950+200=1150 мм.

Так как В_н1,2, то нижнюю подкрановую часть проектируется решетчатого сечения.

2. Расчет поперечной рамы

Рис. 2. Расчетная схема рамы. Постоянная и снеговая нагрузки

Исходные данные.

Требуется произвести статический расчет и определить усилия в элементах рамы прокатного цеха. Место строительства г. Киев.

2.1 Расчетная схема рамы

В соответствии с конструктивной схемой (см. рис. 1) выбираем ее расчетную схему и основную систему (рис. 2). Расстояние между центрами тяжести верхнего и нижнего участков колонн.

е₀ = 0,5 (h_H - h_B) = 0,5 (950-450)=275 мм

Сопряжение ригеля с колонной назначаем шарнирным (краны среднего режима работы, цех однопролетный).

2.2 Нагрузки на поперечную раму

Все нагрузки подсчитываются с учетом коэффициента надежности по назначению (\'_н = 0,95 для большинства промышленных зданий).

2.2.1 Постоянная нагрузка

Нагрузку на 1 м² кровли подсчитываем по табл. 1

Расчетная равномерно распределенная линейная нагрузка на ригель рамы по формуле

0,95 ·3,692 ·6/1=20,69 кН/м

Опорная реакция ригеля рамы

F_R = =20,69 ·30/2=310,28 кН.

Расчетный вес колонны. Верхняя часть (20% веса) G_в=0,951,050,2х х0,451215=18,00, нижняя часть (80%) - G_н=0,951,050,81.11215=71,82 кН.

Поверхностная масса стен 300 кг/м³, остекления 35 кг/м².

В нижней части колонны

Таблица 1

Состав покрытия	Нормативная, кПа	Коэффициент перегрузки	Расчетная, кПа
Защитный слой (битумная мастика с в топленным гравием) =21 кН /м3; =20 мм.	0,42	1,3	0,54
Гидроизоляция (4 слоя рубероида) =6 кН/м3; =0,006 мм.	0,16	1,3	0,208
Пароизоляция (1 слой рубероида)	0,04	1,3	0,05
Утеплитель (минераловатные плиты) =1 кН/м3; =4 мм.	0,04	1,3	0,052
Собственный вес МК	0,3	1,05	0,315
Собственный вес ж/б ребристой панели	1,6	1,1	1,76
Итого:	3,1	gкр=3,69

2.2.3 Снеговая нагрузка

По прил. 2 вес снегового покрова P₀=0.7 кПа.

При /Po=3.1/0.7=4.4 коэффициент перегрузки n=1,45. Линейная распределенная нагрузка от снега на ригель рамы по формуле:

q_СH = = 0,95* 1,45* 1* 0,7* 6=5,7855 кН/м,

Рис. 3. Определения нагрузки от мостовых кранов

Опорная реакция ригеля:

F_R=20,69* 15=310,28 кН.

2.2.4 Вертикальные усилия от мостовых кранов

Тип кранового рельса КР-70, высота рельса =120;

Высота подкрановой балки h_б=1000; Вес крана G_k=620 (680) кг;

Вес тележки G_T=120 (125) кг

База крана (5,1 м) и расстояние между колесами двух кранов (1,2 м), а также нормативное усилие колеса по прил. 1. По формулам:

Dmax = y_н · (п·п_с F_kmax·у + п·G_п + п g_п·b·b) = 0,95 (1,1·0,95 355 1,95+ 1,05 ·10,8 + 1,2 1,5·1,5 6) =713,39 кН;

Fмин= (10* 30 + 805)/2 = 487 355 = 132 кН;

Dmin = 0,95 (723,4 132/355 + 11,34 +16,2) =281,69кН. Сосредоточенные моменты от вертикальных усилий D_max, D_min по формуле

е_в = 0,5·h_н = 0,5·0,95 = 0,475 м; М_тах = е_к D_max = 0,5·713,39 =338,86 кН·м;

M_mln = 0,475* 281,69= 133,8 кН ·м.

Горизонтальная сила от мостовых кранов, передаваемая одним колесом, по формулам:

T^H_k = 0,05·(Q + G_T·n₀)/n₀ = 0,05·(30+125·1)/2= 3,875кН.

Сила Т: T = Y_H n·n_c·T_K^H y =0,95·1,1 0,9 5·3,875·1,95=6,7118кН

Считаем условно, что сила Т приложена в уровне уступа колонны.

2.2.5 Ветровая нагрузка

Нормативный скоростной напор ветра (см. прил. 2) q₀=0.27.



Рис. 3

Расчет ведется по формуле:

где,

q₀ скоростной напор ветра; с аэродинамический коэффициент = 0,8 с наветренной стороны, =0,6 при отсосе; У_f коэффициент по нагрузке= 1,4.

При h<5 м к₁=0,5 к_1(ср)=0,5;

При h<10 м к₂=0,65 ;

При h<20 м к₃=0,85

;

а) Для колонн:

б) Для ригеля:

в)

;

2.3 Статический расчет поперечной рамы

1-1 М₁=0; N₁= F_n=310,28 kH;

2-2 M₂=-R_b H_v=-5,269 ·4,52=-23,811 kH м; N2=F_n +F ₁ =432,28 kH;

3-3 M₃=-R_b·H_v+P_n·e=-23,79+77,57=53,77 kH м; N₃ =432,28 kH;

4-4 M₄=-R_b (H_v+H_n)+P_n·e=51,843 kH·м; N₄=N₂+F₂=877,28 kH; Q₄=-5,364 kH;

1-1 М₁=0; N₁=86,78 kH;

2-2 M₂=-R_b·H_v=-1,4724·4,52=-6,656 kH ·м; N₂=86,78+122=208,8 kH;

3-3 M₃=-R_b ·H_v+P_с·e=-1,4727·4,52+86,785 ·0,25=15,039 kH ·м; N₃=20 8,8kH;

4-4 M₄=-R_b (H_v+H_n)+P_с·e=-26,72+41,223=14,4936 k·м; N₄=653,8 kH;

Q₄=-1,4727 kH.

Крановые нагрузки.

Вертикальные усилия от мостовых кранов.

3. Расчет ступенчатой колонны производственного здания

Исходные данные. Требуется подобрать сечения сплошной верхней и сквозной нижней частей колонны однопролетного производственного здания (ригель имеет шарнирное сопряжение с колонной). Расчетные усилия указаны в табл. 4.1.

Расчетные длины подкрановой и надкрановой участков колонн в плоскости рамы l_ef1 (нижней части колонны) и l_ef2 (верхней части колонны) определяем по формуле:

l_1еf,х = _нН_н;

l_2еf,х = _вН_в.

_н зависит от n и б₁

где N_в=N_2-2=1642.6 кН

N_н=N_4-4=1631.5 кН

_н=2.44 - коэффициент расчетной длины нижнего участка одноступенчатой колонны выбирается из пункта 6.11 приложения 6 СНиП II.23-81*

_в=_н /б₁=2,44/0,6=4,1

_в>3 отсюда следует, что _в=3

l_1еf,х = _нН_н=2.44 · 13.63=31,5 м

l_2еf,х = _вН_в=3 · 4.52=13.56 м.

Расчетные длины участков колонны из плоскости рамы принимают = геометрическим характеристикам между закреплениями этих участков колонны от их смещения из плоскости рамы вдоль здания.

l_1у =0.8 · H_н = 0.8 · 13.63=10,9 м;

l_2у = H_в - h_п.б. = 4.52 - 1 = 3.52 м.

Для подкрановой ветви:

l_хв1=l_в1 = 2 м

l_ув1 =0.8 · H_н = 0.8 · 13.63=10,9 м;

Для наружной ветви:

l_хв2=l_в2 = 2 м

l_ув2 =0.8 · (H_н+h_п.б.) = 0.8 · (13.63+1)=11.304 м.

Подбор сечения верхней части колонны. Сечение верхней части колонны Принимаем в виде сварного двутавра высотой h_в =450 мм.

По формуле определим требуемую площадь сечения.

Для симметричного двутавра i_x=0,42·h=0,42·45=18,9 см; р_x=2* i_x ²=0,35·45=714.4 см; _x=(l_x2/i_х)·=(1356/18,9) ·0,032=2.3 (для стали Вст3кп2 толщиной до 20 мм R=215 МПа=21,5 кН/см²);

m_х=е_х/p_х=M/(N·0,35h)=177.7/(1642.6 0,35 45) =0,46.

Значение коэффициента з определим по прил. 10. Примем в первом приближении A_п/А_ст=1, тогда:

з=(1,90-0,1m_x) - 0,02 (6-m_x) _x=(1,90-0,1 0,46) - 0,02 (6 -0,46)·1,45=2,52;

m_1x=з m_x=2,52 0,46=1,15.

По прил. 8 [1]: _x=1,45 и m_1x=1,15; определяем ц_вн=0,59:

А_тр= 1642.6/0,59·21,5=75,07 см².

Выбираем двутавр №60Б1 h=594.2 А=131 см² q=103 кг/м, I_x=77430 см⁴, W_x=2610 см², i_x=24,3 см

I_y=3130 см⁴, W_y=272 см², i_y=4,88 см

b=230 см, d=10 см, t=15,4 см

Гибкость .

В соответствии с п. 5.31 при значении относительного эксцентриситета m_х< 5 коэффициент:

где и - коэффициенты, принимаемые по табл. 10:

= 0.7;

= 1, так как _y =27.3 < _с = 92.

Проверяем устойчивость верхней части колонны из плоскости действия момента по формуле (56) [4]

МПа < R_yc = 19.35 МПа.

Устойчивость верхней части колонны из плоскости действия момента обеспечена.

Подбор сечения нижней части колонны.

Сечение нижней части колонны сквозное, состоящее из ветвей, соединенных решеткой. Высота сечения н=1150 мм. подкрановую ветвь колонны принимаем из широкополочного двутавра, наружную составного сварного сечения из трех листов.

Определим ориентировочное положение центра тяжести. Принимаем zo=5 см; ho=h-zo=115-5=110 см;

45 см;

y1=(0,45-0,55) hо=0,55 110=60,5 см

принимаем y1=60,5 см.

у2=ho-у1=110-60,5=49,5 см.

Усилия в ветвях определим по формулам (14.19) и (14.20) / /.

В подкрановой ветви N_B1=1213.98 49,5/110+10120/110=645,54 кН.

В наружной ветви N_в2=1631.5 60,5/110+13606/110=695,03 кН.

По формулам (14.26 /1,350/) определяем требуемую площадь ветвей и назначаем сечение.

Для подкрановой ветви A_B1=N_B1/ц R·г; задаемся ц=0,80; R=225 МПа=22,5 кН/см² (сталь Вcт3кп2, фасонный прокат), тогда A_B1=645,54/0,80·22,5=35,86 см². По сортаменту (прил. 14 /1,549/) подбираем двутавр 30Б1; A_B1=41,5 см²; i_x1=3,06 см; i_y=12,3 см.

Для наружной ветви A_B2=N_B2/ц R·г=695,03/(0,8·21,5)=40,408 см² (R=21,5 кН/см² листовой прокат из стали Вcт3кп2 толщиной до 20 мм; ц=0,8).

Для удобства прикрепления элементов решетки просвет между внутренними гранями полок принимаем таким же, как в подкрановой ветви (280,6 мм). Толщину стенки швеллера t_ст для удобства ее соединения встык с полкой надкрановой части колонны принимаем равной 12 мм; высота стенки из условия размещения сварных швов h_ст=320 мм.

Требуемая площадь полок:

A_п=(A_в2-t_ст ·h_ст)/2=(40,4-1 31)/2=4,7 см².

Из условия местной устойчивости полки швеллера b_п/t_п?(0,38+0,08 ).

Принимаем b_п=18 см; t_п=1,0 см; A_п=18 см². Геометрические характеристики ветви:

А_в2=(1,0 31+2 18)=67 см²;

z_o=(1·31·0,5+18 10·2)/67=5,6 см;

I_x2=1,0 31·4,5²+2·1,0 18³/12+18·2·5²=2952,46 см⁴;

I_y=1,0·31³/12+18 19,5² 2=17391,39 см⁴;

i_x2==5,8 см; i_y==14,0 см.

Уточняем положение центра тяжести сечения колонны:

h_o= h_h -z_o=115-5,6=109,4 см;

y₁=A_в2·h_о/(A_в1+ A_в2)=67 109,4/(41,5+67)=67,55 см;

y₂=109,4-67,55=41,84 см.

Отличие от первоначально принятых размеров мало, поэтому усилия в ветвях не пересчитываем.

Проверка устойчивости ветвей по формулам (14.21) и (14.22) /1,348/: из плоскости рамы (относительно оси у-у) l_y=1363 см.

Подкрановая ветвь:

л_y=l_y/i_y=1363/12,3=110; ц_y=0,8;

у=N_B1/(ц_yA_B1)=645,54/(0,8·41,5)=21,831 кН/см²; <R=22,5 кН/см².

Наружная ветвь:

л_y=l_y/i_y=1363/14,0=83,22; ц_y=0,7;

у=N_B2/(ц_yA_B2)=695,03/(0,7 67)=18,7 кH/cм²<R=21,5 кН/см².

Из условия равноустойчивости подкрановой ветви в плоскости и из плоскости рамы определяем требуемое расстояние между узлами решетки:

л_x1=l_B1/i_x1=л_y=110; l_B1=110·i_x1=110 3,35 =368,5 см.

Принимаем l_B1=373,7 cм, разделив нижнюю часть колонны на целое число панелей. Проверяем устойчивость ветвей в плоскости рамы (относительно осей х₁-х₁ и х₂-x₂).

Для подкрановой ветви

л_x1=373,7/3,35=111,55; ц_x=0,7; у=N_B1/(ц_x ·A_B1)=645,54/(0,7 41,5)=22,27 кН/см²<R=22,5 кН/см².

Для наружной ветви:

л_x2=373,7/6,4=58,39; ц_x=0,88; у=N_B2/(ц_x·A_B2)=695,03/(0,88 67)=18,7 кН/см²<R=21,5 кН/см².

Расчет решетки подкрановой части колонны.

Поперечная сила в сечении колонны Q_max=34.8 кН. Условная поперечная сила Q_ycл=7,15·10^-6(2330-Е/R) (N/ц); при R=22…23 кН/см².

Q_усл=0,2 ·A=0,2·(41,5+67)=21,7 кH<Qmax=34.8 кН.

Расчет решетки проводим на Q_maх.

Усилие сжатия в раскосе:

N_p=Q_max/2·sin б=34.8/(2·0,635)=27.4 кН;

sin б=h_H/l_p=115/0,635;

б=39 ⁰ (угол наклона раскоса).

Требуемая площадь раскоса

А_р.тр=N_p/(ц·R·г)=27.4/(0,56·22,5 0,75)=2,25 см²;

R=225 МПa=22,5 кН/см² (фасонный прокат из стали Вет3кп2); г=0,75 (сжатый уголок, прикрепляемый одной полкой).

Принимаем L 90*7, А_р=12,3; i_min=1,78; л_max=l_p/i_min=181.1/1,78=101;

l_p=h_H/sin б=115/0,635=181,1 см; ц=0,52.

Напряжение в раскосе

у=N_p/(ц ·А_р)=27.4/(0,52·12,3)=16,3 кН/см²<R·г=22,5·0,75=16,9 кН/см².

Проверка устойчивости колонны в плоскости действия момента как единого стержня по формуле:

Геометрические характеристики всего сечения:

А=А_В1+А_В2=41,5+67=108,5 см²;

I_x=A_B·y₁²+A_B2·y₂²=41,5·67,55²+67·41,84²=951000 см⁴;

i_x=93;

л_х=l_x1/i_x=1485,65/93=32.

приведенная гибкость:

л_пр=35.

Коэффициент б₁ зависит от угла наклона раскосов, можно принять б₁=0,12, А_р1=2 ·А=2 ·12,3=24,6 см² площадь сечения раскосов по двум граням сечения колонны;

л_пр=л_пр·=1,14.

Для комбинации усилий, догружающих наружную ветвь (сечение 4 - 4), N₂=1631.5 кН; М₂=101.2 кН·м;

m==163150 108,5 (41,84+5,6)/1631.5 951000)=0,62;

ц_вн=0,58; у=N₂/(ц_вн·А)=1631.5/(0,58·108,5)=18,91 кН/см²<R=21,5 кН/см².

Для комбинации усилий, догружающих подкрановую ветвь (сечение 3 - 3), N₁=1213.98 кН; М₁=136.06 кН·м;

m==13606 *108,5 *67,55/(1213.98 *951000)=0,68;

ц_вн=0,57; у=N₂/(ц_вн А)=1213.98/(0,57 108,5)=17,14 кН/см²<R=22,5 кН/см².

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

Расчет и конструирование базы колонны.

Расчетные комбинации усилий в нижнем сечении колонны:

1) М=101.2 кН·м, N=1631.5 кН.

2) М=-106.3 кН·м, N=1413.6 кН.

Усилия в ветвях колонны определяем:

N_в1=10120/110+1631.5/110 ·41,84=512 кН;

N_в2=10630/110+1413.6/110 ·67,55=760,69 кН.

База наружной ветви. Требуемая площадь плиты

А_пл.тр=. N_в2/R_ф=760,69/0,84=905 см²

R_ф= ·R_в=1,2·0,7=0,84 кН /см²

По конструктивным соображениям свес плиты с₂ должен быть не менее 4 см. Тогда

Вb_k+2·с₂=45,1+2·4=53,3 см, принимаем В=55 см; L_тр= А_пл.тр/В=905/55=16,45 см, принимаем L=20 см, А_{пл.факт.}=20·55=1100 А_пл.тр.

Среднее напряжение в бетоне под плитой

_ф= N_в2/ А_пл.ф.=760,69/1100=0,69 кН /см².

Из условия симметричного расположения траверс относительно центра тяжести ветви расстояние между траверсами в свету равно: 2·(18+1-5)=28 см; при толщине траверсы 12 мм с₁=(45-28-2·1,2)/2=6,9 см.

Определяем изгибающие моменты на отдельных участках плиты

Участок 1 (консольный свес с=с₁=6,9 см)

М₁=_ф с₁²/2=0,69·6,9²/2=16,42 кН см.

Участок 2 (консольный свес с=с₂=5 см)

М₂=_ф с₁²/2=0,69 5²/2=8,6 кН·см

Участок 3 (плита опертая на четыре стороны

b/a=280/18=2,352; б=0,125);

М₃=_ф·б a²=0,69 0,125·18²=27,94 кН см.

Участок 4 (плита опертая на четыре стороны

b/a=280/9,4=4,52; б=0,125);

М₄=_ф б a²=0,69 0,125·9,4²=8,9 кН см.

Принимаем для расчета М_maх=М₃=27,94 кН·см.

Требуемая толщина плиты

t_пл===2,85 cм.

R=20,5 кН /см² для стали Вст3кп2 толщиной 21-40 мм.

Принимаем t_пл=32 мм (2 мм припуск на фрезеровку).

Высоту траверсы определяем из условия размещения шва крепления траверсы к ветви колонны. В запас прочности все усилие в ветви передаем на траверсы через 4 угловых шва. Сварка полуавтоматическая проволокой марки Св-08А, d=1,4…2 мм; k_ш=8 мм. Требуемая длина шва определяется по формуле

l_ш.тр.=N_в2/4·k_ш·(·R_y^св _y^св)_min =760,69/4·0,8·16,2=30 см;

l_ш. <85·_ш·k_ш=85·0,9·0,8=61.

Принимаем h_тр=40 см.

Проверка прочности траверсы выполняется.

4. Расчет стропильной фермы

4.1 Сбор нагрузок на ферму

рама ферма ригель колонна

Постоянная нагрузка. Расчетная линейная нагрузка на ферму от веса кровли и конструкций покрытия составляет: q_п=20.69 кН/м. Узловые силы: F=q_пd=20.693=62.07 кН, где d=3 м - ширина панели покрытия. Крайние узловые силы F/2 приложены к колонне и в расчете не учитываются. Опорные реакции: F_Aq=F_Bq=962.07/2=279,35 кН.

Снеговая нагрузка: Расчетная нагрузка на 1 м² поверхности кровли:

p^p=n_снp₀c=1,40.71=2,1 кН/м²,

где n_сн=1,45 - коэффициент перегрузки, принимаемый в зависимости от соотношения g_кр^н/р₀=3.1/0.7=4.43;

c=1 - коэффициент перехода, зависящий от конфигурации кровли.

Расчетная линейная нагрузка от снега на ферму: q_сн=5.78 кн/м.

Узловые силы:

F_p=q_снd=5.783=17.34 кН, опорные реакции F_сн=9F_p/2=917.34/2=77.1 кН

K ^сн(l/2)₁= q_сн/g ^р_ф=5.78/6=0.96, K ^сн(l)₂= q_п/ g ^р_ф=20.69/6=3.4

4.2 Подбор сечений верхнего пояса

Расчетная длина верхнего пояса в плоскости фермы равна геометрической длине панели (l_ox = l). Расчетная длина из плоскости фермы при беспрогонном покрытии равна ширине панели покрытия (l_oy = b_n), при прогонном покрытии - расстоянию между точками, закрепленными поперечными связями (рис. 4). Расчетные длины элементов перекрестной решетки, скрепленной между собой, следует определять в соответствии с указаниями п. 6.3^* [4]. Расчетная длина пояса из плоскости в предела фонаря принимается равным расстоянию между точками закрепления поперечными связями.

Сечения элементов пояса ферм принимаем в соответствии с заданием на проект из равнополочных уголков или широкополочных тавров. Зазор между уголками определяется толщиной фасонки и назначается в зависимости от усилия в опорном раскосе. Предельная гибкость верхнего опорного пояса [] = 120.

Максимальное усилие верхнего пояса В2 (N = -89.7 кН, табл. 3).Задаемся = 120; тогда = 0,419 по табл. 72 [4]

см².

По табл. сортамента (уголки стальные горячекатанные равнополочные по ГОСТ 8509-93) принимаем 160 х 12 с геометрическими характеристиками: А = 37.4 см²; i_x = 4.94 см; i_y = 3.17 см.

Проверка на устойчивость удовлетворяется.

4.3 Подбор сечений нижнего пояса

Сечение верхнего пояса фермы компонуем из равнобоких уголков. Сечение изменяем один раз, во втором от опоры узле. Сечение в пролете подбираем по наибольшему растягивающему усилию в средних панелях, сечение у опоры - по расчетным усилиям в крайней панели.

Расчетная длина пояса в плоскости фермы равна расстоянию между узлами (l_oy = l). Расчетная длина из плоскости фермы равна расстоянию между точками закрепления поясов продольными распорками и вертикальными связями по фермам. При возможности появления в крайней панели фермы сжимающего усилия (табл. 1). Для уменьшения расчетной длины панели в плоскости фермы рекомендуется ввести дополнительную нулевую стойку. Гибкость пояса в сжатой панели не должна превышать предельной [120]. Предельные гибкости растянутых стержней в соответствии с табл. 20* [4].

Для Н2 (N=131.2 кн.)

см².

Принимаем равнополочный 200 х 16 с геометрическими характеристиками: А = 62 см²; i_x = 6.17 см; i_y = 3.96 см

4.4 Подбор сечения опорного раскоса

Максимальное усилие в сжатом раскосе N =-49.6 кн.

Для Р1

 см².

Принимаем сечение из 200 х 14 с геометрическими характеристиками: А = 54.6 см²; i_x = 1,73 см; i_y = 2,66 см;

Максимальное усилие в растянутом раскосе Р2 N=39.1

см².

Принимаем равнополочный 50х5 с геометрическими характеристиками: А = 4.8 см²; i_x = 1.53 см; i_y = 1.98 см

4.5 Подбор сечений стоек

Расчетные длины элементов решетки l_ox = 0,8l; l_oy = l; предельная гибкость сжатых стержней [] = 150.

Раскосы и стойки фермы (кроме средней стойки) принимаем таврового сечения из равнобоких уголков; средняя стойка принимается крестового сечения. Сечения менее 2 50 х 5 принимать не рекомендуется. Порядок расчета растянутых и сжатых стержней аналогичен изложенным выше. Максимальное усилие в стойке С2 (N = -10.3 кН, табл. 1).

см².

Принимаем сечение из 80 х 6 с геометрическими характеристиками: А = 9,38 см²; i_x = 2,47 см; i_y = 3,65 см;

Расчет сварных швов прикрепления раскосов и стоек к фасонкам и поясам фермы.

Для сварки узлов фермы применяем полуавтоматическую сварку проволокой Св-08Г2С d=1,4…2 мм; k_ш,max=8 мм; _ш=0,9; _с=1,05; _уш^св=_ус^св= =1; R_уш^св_ш=2150,9=193>R_ус^св_с=0,453701,05=175. Несущая способность швов определяется прочностью по границе сплавления

(_у^свR_у^св)_min=175 Мпа=17,5 кН/см²;

l_ш=1 см+N/2k_ш(_у^свR_у^св)_min.

Таблица расчета швов

№	Сечение	[N],	Шов по обушку	Шов по перу
стер		кН	0.7Nоб, кН	kш, см	lш, см	0.3Nп, кН	kш, см	lп, см
В1	200х20	-61.1	-42.8	0,8	20	184	0,6	9
В2 В21 В11	200х25 200х25 200х16	-89.7 -83.1 -52.5	-62.8 -58.2 -36.8	0,8	15	165	0,6	9
Н1 Н2 Н3 Н21 Н11	160х10 200х16 200х20 180х12 100х7	55.5 127.6 131.2 95.6 22.05	38.9 89.3 91.8 66.9 15.4	0,6	5	36	0,4	4
Р1 Р2 Р3 Р4 Р5 Р51 Р41 \Р31 Р21 Р11	200х14 50х5 140х10 63х6 50х5 90х7 75х5 140х10 100х10 180х13	-49.6 39.1 -26.6 17.38 10.9 -9 17.6 -26.1 34.7 -41.8	-34.7 27.4 -18.6 12.2 7.6 -6.3 12.3 -18.3 24.3 -29.3	0,8	11	124,4	0,6	7
С1 С2 С21 С11	90х7 100х7 70х6 70х6	-8.9 -10.3 -6.1 -5.44	-6.2 -7.2 -4.3 -3.8	0,6	9	76	0,4	6

Список литературы

Мельников Н.П. Металлические конструкции. Справочник проектировщика. М.: Стройиздат, 1980.

Мандриков А.П. Пример расчета металлических конструкций. М.: Стройиздат, 1991.

Горев В.В. Металлические конструкции. В 3 т. М.: Высш. шк., 1997

СНиП 2.01.07-85. Нагрузки и воздействия. М., 1985

СниП II-23-81*. Стальные конструкции. Нормы проектирования. М., 1991

Размещено на Allbest.ru