Курсовой проект - Стальной каркас одноэтажного производственного здания - файл n7.doc

приобрести
Курсовой проект - Стальной каркас одноэтажного производственного здания
скачать (2424.1 kb.)
Доступные файлы (6):

MK - kurs.dwg
MK - kurs2.bak
MK - kurs2.dwg
n4.txt	6kb.	15.05.2010 17:20	скачать
~WRL3403.tmp
n7.doc	798kb.	23.01.2011 00:10	скачать

---

Смотрите также:
• Курсовой проект - Стальной каркас производственного здания (Курсовая)
• Курсовой проект - Стальной каркас одноэтажного производственного здания (Курсовая)
• Курсовой проект Каркас одноэтажного промышленного здания (Курсовая)
• Курсовой проект - Стальной каркас одноэтажного производственного здания (Курсовая)
• Курсовой проект - Стальной каркас одноэтажного производственного здания (Курсовая)
• Курсовой проект - Стальной каркас одноэтажного промышленного здания, оборудованного мостовыми кранами легкого и среднего режимов работы (№2) (Курсовая)
• Курсовой проект - Расчет рамы одноэтажного производственного здания (Курсовая)
• Курсовой проект - Расчет рамы одноэтажного производственного здания (Курсовая)
• Пояснительная записка к курсовому проекту на тему "Стальной каркас одноэтажного производственного здания" (Документ)
• Курсовой проект - Стальной каркас одноэтажного производственного здания (Курсовая)
• Курсовой проект - Стальной каркас одноэтажного производственного здания (Курсовая)
• Курсовая работа - Стальной каркас одноэтажного производственного здания (Курсовая)

n7.doc

Министерство Образования и Науки Российской Федерации

Министерство Образования и Науки Кыргызской Республики

Кыргызско-Российский Славянский Университет

Факультет «АДиС»

Кафедра «Архитектура ПГЗ»

Курсовой проект

По дисциплине: «Металлические конструкции, включая технологию сварки»
На тему: «Стальной каркас одноэтажного производственного здания»


Выполнил: сдт. Гр. ПГС 1-06

Кыштобаев Э.Д.
Проверила: к.т.н. профессор

Каримова Р.Х.

г.Бишкек 2010

Компоновка однопролетной поперечной рамы каркаса
Исходные данные:

Пролет цеха – 36 м

Отметка головки кранового рельса – 18,6 м

Шаг колонн в продольном направлении – 12 м

Длина здания – 132 м

Грузоподъемность крана – 125 т

Район строительства – г. Воронеж

Режим работы – весьма тяжелый

Тип покрытия – теплое, по прогонам

Фундамент – класс бетона В12,5
Схема поперечной рамы однопролетного здания


Размеры по вертикали

Полезная высота цеха:

Ho = h1 + h2 = 18600 + 4400 = 23000 мм

h1 = h отм.г.кр.р.= 18600 мм

h2 = (hк + 100) + а = (4000 + 100) + 300 = 4400 мм

hк = 4000 мм – по приложению 1 учебника Беленя.

а = (200 ‡ 400) = 300 мм
Высота надкрановой части:

h в.ч.к. = (h п.б. + hр + h2) = 1800 + 170 + 4400 = 6370 мм

h п.б. – высота подкрановой балки = 1800 мм

hр – высота кранового рельса = 170 мм

Высота подкрановой части:

h н.ч.к. = Ho - h в.ч.к. + hб = 23000 – 6370 + 800 = 17630 мм

hб = высота базы = 800 мм

Высота фермы:

при пролете 36 м, hф = 3150 мм

Полная высота колонны:

Нк = h в.ч.к. + h н.ч.к. = 17630 + 6370 = 24000 мм
Размеры по горизонтали:

Ширина надкрановой части:

В теле колонны необходим проход размером 1800 х 450 для тех.обслуживания крана и проведения ремонтных работ, поэтому привязка bo = 500 мм.

Из условия:

b в.ч.к. > (1/12 h в.ч.к.) = 530 мм, принимаем b в.ч.к. = 1000 мм.

Расстояние от оси подкрановой балки до оси колонны:

? = В1 + (b в.ч.к. – bo) + (60 ‡ 75) = 400 + (1000 – 500) + 70 = 970 мм

В1 = 400 мм – по приложению 1 учебника Беленя.

? принимаем кратно 250 = 1000 мм.

При Q = 125 т.

Ширина подкрановой части:

b н.ч.к. = ? + b_o = 1000 + 500 = 1500 мм.

При тяжелом режиме работы цеха:

b н.ч.к ? 1/15 hц

1500 ? 17630 / 15

1500 ? 1175.3, что удовлетворяет условию.

Пролет мостового крана:

Lк = Lц – 2 ? = 36000 – 2 ∙ 1000 = 34000 мм.
Определение нагрузок на поперечную раму стального каркаса одноэтажного производственного здания

Для выполнения курсового проекта необходимо определить следующие нагрузки на поперечную раму:

- вертикальную постоянную нагрузку от веса кровли и собственной массы несущих конструкций тормозными конструкциями и рельсами, продольных стен (в случае опирания их на колонны) с учетом заполнения световых проемов;

- снеговую нагрузку на покрытие;

- вертикальную нагрузку от давления колес мостовых кранов;

- поперечную горизонтальную нагрузку от торможения кранов;

- давление ветра на продольные стены и конструкции покрытия здания (ригель и рамы);

- температурные, сейсмические (в сейсмоопасных районах) воздействия.

Постоянные нагрузки:


Нормативную и расчетную постоянные нагрузки с учетом коэффициента надежности по нагрузке от массы кровли подсчитывают по фактическим показателям в соответствии с принятой конструкцией покрытия. (табл. 1).

Вес кровли и конструкции покрытия определяется как нормативная нагрузка на единицу площади здания (при угле наклона кровли к горизонту ):



Вес элементов кровли зависит от состава кровли, выбираемого в зависимости от условия эксплуатации здания (отапливаемое, неотапливаемое, с избыточным выделением тепла),

где - вес кровли на единицу площади здания;

- вес фонаря на единицу площади здания;

Вес ограждающих и несущих конструкций (табл.1)

Наименование элемента	Нормативный вес Кн/м2	Коэффициент надежности по нагрузке	Расчетная нагрузка qp
Ограждающие элементы кровли
1. Защитный слой (20 мм) из гравия по мастике	0,4	1,3	0,52
2. Гидроизоляция из 4 слоев рубероида	0,2	1,3	0,26
3. Асфальтовая или цементная стяжка (20 мм)	0,4	1,3	0,52
4. Утеплитель пенобетон толщиной h = 120мм , ? = 6 кН/м3	0.72	1,3	0,936

5. Пароизоляция из 1 слоя рубероида	0.05	1,3			0,065
Несущие элементы кровли
1. Профилированный стальной настил Н= 80-782-1 h = 1 мм	0,16		1,05	0,168
2. Прогоны сплошные пролетом 12м № 18-26	0.15		1,05	0,157
3. Связи покрытия	0,05		1,05	0,052
4. Стропильные фермы	0,4		1,05	0,42
?

- вес связей на единицу площади здания;

- вес стропильной фермы на единицу площади здания;

Расчетная нагрузка на единицу площади здания



Расчетная линейная нагрузка на ригель рамы




где b_ф – шаг стропильных ферм.

Опорная реакция ригеля рамы:



Расчетный вес колонны (по табл. 12.1)



где - из табл. 1 с учетом поправки на высоту здания - .

Вес надкрановой части:

=кН

Вес подкрановой части:

=кН

Вес подкрановых конструкций учитывается условно

совместно с вертикальными нагрузками от кранов (рис.1)

Вес стен учитываем по согласию руководителем проекта

(факультативно) в зависимости от принятой конструкции

стен, типа и размера остекления и схемы фахверка.
Снеговая нагрузка
г. Воронеж – снеговой покров Р_сн^р = 1,8 кН/м²

Р_сн^р = 1,8 кН/м² , при q_кр^н / Р_сн^р = 2,53 / 1,8 = 1,405 кН/м² т.к. q_кр^н / Р_сн^р ? 1 => n = 1.4

Линейная распределенная нагрузка от снега на ригель рамы:

q_сн = ?_н ∙ n ∙ c ∙ Р_сн^р ∙ b_ф = 0,95 ∙ 1,4 ∙ 1 ∙ 1,8 ∙ 12 = 28,73 кН / м

c - коэффициент перехода от веса снегового покрова к снеговой нагрузке на покрытие при

Опорные усилия ригеля:

F_R = q_сн ∙ l / 2 = 28.73 ∙ 36 / 2 = 517.14 кН
Коэффициент надежности по нагрузке.(табл.3)

Наименование нагрузки	Коэффициент надежности по нагрузке
1	2
Постоянные
1. Вес металлических конструкций	1,1(0,9)
2. Вес бетонных (с плотностью более 1600 кг/м3) ж/б и каменных конструкций	1,1 (0,9)
3. Вес бетонных (с плотностью не более 1600 кг/м3) конструкции, а также изолирующих, выравнивающих, отделочных слоев и (в виде рулонных материалов, стяжек и т.п.), выполняемых: - в заводских условиях - на строительной площадке	1,2(0,9) 1,3(0,9)
Временные
4. Снеговая: а) при расчете поперечных рам, колонн б) при расчете стропильных ферм, прогонов, кровельных панелей – в зависимости от отношения нормативной нагрузки от веса кровли и конструкции покрытия qн в кН/м к весу снегового покрова земли Ро, в кН/м2: 0,5 0,5-0,69 0,7-0,89 0,9 1,6 1,55 1,5 1,4	1,4
5. Кровля	1,1
6. Ветровая	1,2

Примечание: Коэффициент 0,9 для постоянных нагрузок учитывается в случаях, когда уменьшение постоянной нагрузки может ухудшить условия работы конструкции, элемента, соединения (например – анкерных болтов).
Крановая нагрузка

Вертикальные усилия от мостовых кранов


Ординаты линии влияния: у₁ = 1 у₅ = 0,7

у₂ = 0,9 у₆ = 0,62

у₃ = 0,55 у₇ = 0,27

у₄ = 0,45 у₈ = 0,2

?y_i = у₁ + у₂ + у₃ + у₄ + у₅ + у₆ + у₇ + у₈ = 1+0,9+0,55+0,45+0,7+0,62+0,27+0,2 = 4,7

Определение крановых нагрузок на раму
Расчетное вертикальное усилие от двух сближенных кранов на колонну, к которой приближена тележка:

D_max = n_c ∙ ?_Fкр ∙ F_max ∙ ?y_i + G _п.к. = 0,8 ∙ 1,2 ∙ 580 ∙ 4,7 + 0,48 = 2617,44 кН

n_c = 0.8 – коэффициент сочетания

?_Fкр = 1,2 – коэффициент надежности по крановой нагрузке

F_max = F₂ = 580 – максимальное давление колеса по приложению 1 учебника Беленя.

?y_i = 4,7 – сумма ординат линии влияния

G _п.к. = вес подкрановой конструкции по таблице 12.1 вес 1 п.м. = 40 кг,

40 кг х 12 м = 480 кг = 0,48 кН

Расчетное вертикальное усилие от двух сближенных кранов на другую колонну:

D_min = n_c ∙ ?_Fкр ∙ F_min ∙ ?y_i + G _п.к. = 0,8 ∙ 1,2 ∙ 550 ∙ 4,7 + 0,48 = 2482,08 кН

F_max = F₁ = 550 – максимальное давление колеса по приложению 1 учебника Беленя.

Сосредоточенные моменты в раме от вертикального давления:

в левой колонне:

M_max = D_max ∙ e_k = 2617.44 ∙ 0.75 = 1963,08 кН ∙ м

e_k = b н.ч.к / 2 = 0,75

в правой колонне:

M_min = D_min ∙ e_k = 2482.08 ∙ 0.75 = 1861.56 кН ∙ м

Горизонтальное усилие на колонну от поперечного торможения кранов:

Т_о^н = f ( Q + G_т ) ∙ n_o’ / n’ = 0.1 (125 + 430) ∙ 2/ 4 = 27.75 кН

f = 0.1 – коэффициент трения при торможении тележки для кранов с гибким подвесом груза

Q = 125 кН – грузоподъемность крана

Gт = 430 кН – вес тележки

n_o’ = 2 – число тормозных колес тележки

n’ = число всех колес тележки

Нормативная горизонтальная сила на колесе крана:

Т_к = Т_о^н / n_o = 27,75 / 4 = 6,93 кН

n_o = 4 – число колес с одной стороны крана

Расчетное горизонтальное давление на колонну от силы поперечного торможения тележек кранов:

Т_max = n_c ∙ ?_т ∙ Т_к ∙ ?y_i = 0,8 ∙ 1,2 ∙ 6,93 ∙ 4,7 = 31,26 кН

n_c = 0,8 – коэффициент сочетания

?_т = 1,2 = коэффициент надежности

?y_i = 4,7 – сумма ординат линии влияния
Учет пространственной работы каркаса здания.
При расчете поперечной рамы на крановые, горизонтальные ветровые нагрузки влияние пространственной работы каркаса (упругого отпора жесткой кровли или продольных связей) учитывается умножением горизонтального смещения плоской рамы на коэффициент пространственной работы .

К жестким относятся кровли: по железобетонным панелям (с замоноличиванием швов), по стальным панелям (с восприятием сил сдвига в продольных стыках), по стальному профилированному настилу, привинченному к верхним поясам стропильных рам.

К жестким относятся кровли из асбестоцементных и стальных волнистых листов по прогонам.

При жесткой кровле:



где n_р – число рам в блоке h₂, h_i ( рис. 12.10 Беленя);

- коэффициент, учитывающий загружение рам, смежных с рассчитываемой.

При кранах одинаковой грузоподъемности ; ? = 2 х 4 / 4,7 = 1,7

2n₀ – число колес на одном крановом пути у двух сближенных кранов (- сумма ординат линии влияния при определении D_max и Т).

При жесткой кровле пространственная работа каркаса обеспечивается продольными связями по нижним поясам ферм, при этом:

, ?_пр = 1 – 0,615 + 0,21 (1,7 – 1) = 0,4165

Где и в зависимости от С определяются так (см. ниже):

С	0	0,01	0,02	0,03	0,04	0,05	0,10	0,15	0,20	0,5
?	0,86	0,77	0,46	0,71	0,69	0,67	0,62	0,58	0,56	0,46
?’	-0,14	-0,20	-0,22	-0,24	-0,25	-0,25	-0,26	-0,26	-0,25	-0,25

С = (12/24)³ х ј х Ѕ = 0,015

Где В, h – шаг и высота колонн;

- отношение моментов инерции нижних частей и горизонтальных ферм продольных связей.

- для рамы с жестким прикреплением ригеля к колонне k_в¹ по табл. 12.4 Беленя.
Ветровая нагрузка
Нормативная нагрузка в кН/м² продольной стены



Где q_о = 0,3 – скоростной напор ветра в районе строительства;

С – аэродинамический коэффициент (для вертикальных наветренных поверхностей стычных зданий С = 0,8, для заветренных С¹ = 0,6);

К =0,85 – коэффициент изменения скоростного напора ветра, зависящий от высоты над поверхностью земли и типа местности по СНиП табл 6.

Для высоты до 10 м и в открытой местности (тип А) – К₁₀ = 0,3

В застроенной зданиями или лесной местности (тип К₁₀ = 0,35)

Для высоты более 10 м абсолютные приращения не зависят от типа местности.

Для упрощения расчета фактическая эпюра К заменяется в пределах высоты H равномерной с ординатой ,

где определяется из условия эквивалентности моментов (в нижнем сечении защемленной консоли высотой H) от загружения консоли равномерной эпюрой и заштрихованной части фактической эпюры К (момент М).

Допускается принимать :

H, м	10	15	20	25	30	35	40
	1,0	1,04	1,10	1,17	1,23	1,29	1,34

Расчетная линейная нагрузка на колонну в кН/м:

Для напора:

q_w^р = ?_qw ∙ q_o ∙ K ∙ C ∙ B = 1.3 ∙ 0.3 ∙ 12 ∙ 0.85 ∙ 0.8 = 3.18

К = 0,85 – коэффициент по СНиП «Нагрузки и воздействия» по табл. 6

С – аэродинамический коэффициент, с наветренной стороны 0,8, для отсоса 0,6

В =12 м – шаг рам в продольном направлении

?_qw = 1,3 – коэффициент по надежности по ветровой нагрузке

Для отсоса:

q_w^р’ = ?_qw ∙ q_o’ ∙ K ∙ C’ ∙ B = 1.3 ∙ 0.3 ∙ 12 ∙ 0.85 ∙ 0.6 = 2.38

Для напора при высотах:

10 -

20 -

30 -

При 23 м: 2,7 + (3,5-2,7) ∙ 3/20 = 2,82 – q₁

При 26,15 м: 2,7 + (3,5-2,7) ∙ 6,15/20 = 2,94 – q₂
Ветровая нагрузка действующая на участке от низа ригеля до каждой высокой точки здания, заменяется сосредоточенной силой.

Сосредоточенная сила приложенная в уровне низа ригеля рамы активного давления и .

W_a = (q₁ + q₂) ∙ h / 2 = (2.82 + 2.94) ∙ 3.15 / 2 = 9.072 кН

W_o = Wa ∙ C _отс. / С _нап = 9,072 ∙ 0,6 / 0,8 = 6,804 кН

Эквивалентная линейная нагрузка активного давления:

q_э = q_в10 ∙ ? = 2,06 ∙ 1,128 = 2,32 кН / м

q_э’ = q_э ∙ C _отс. / С _нап = 2,32 ∙ 0,6 / 0,8 = 1,74 кН / м

q_в10 = 2,06 - расчет ветровой нагрузки при высоте 10 м

- коэффициент при (Н = 23 м – 1,128)

q_экв = 2М / h² = 2 ∙ 865,2 / 23² = 1730,4 / 529 = 3,27 кН/м

q_экв’ = q_экв ∙ C _отс. / С _нап = 3.27 ∙ 0,6 / 0,8 = 2.45 кН/м

M = [(qw1 ∙ 10 ∙ 5) + (qw2 ∙ 10 ∙ 15) + (qw3 ∙ 10 ∙ 23)] = [(2.06 ∙ 10 ∙ 5) + ((2.06+2.7) ∙ 10 ∙ 15/2) + ((2.7+3.5) ∙ 10 ∙ 23/2) = 103 + 357 + 405,2 = 865,2 кН∙м

h = 23 м – высота стойки от пола до нижнего пояса

Статический расчет рамы

Для статического расчета рамы определим отклонение:

N = I_н / I_в = 2 ∙ b_н / b_b ∙ (M(q_n ∙ P_sn) + 5M_max + 2q_в ∙ H²)/ (M(q_n ∙ P_sn) + M_max + q_в ∙ H²) =

= 2 ∙ 1,5/1 ∙ (10376,1 + 5 ∙ 1963,08 + 2 ∙ 3,27 ∙ 24²) / (10376,1 + 1963,08 + 3,27 ∙ 24²) = 5,052

I = I_p / I_н = 4N ∙ h_ф / b_н ∙ (M(q_sn ∙ P_sn)) / (M(q_n + P_сн) + 5M_max + 2q_b ∙ H²) =

= 4 ∙ 5,052 ∙ 3,15/1,5 ∙ (10376.1 / (10376.1 + 5 ∙ 1963,08 + 2 ∙ 3,27 ∙ 24²) = 18,25

hф – высота фермы

M(q_n ∙ P_sn) – балочный момент в ригеле от расчетной распределенной постоянной и снеговой нагрузок.

M(q_n ∙ P_sn) = (q_n + P_sn) L_o² / 8 = (35.32 + 28.73) 36² / 8 = 10376.1 кН/м

q_b – распределенная активная ветровая нагрузка = 3,27 кН/м

M_max – максимальный крановый момент = 1963,08 кН ∙ м

? = b³/H³ ∙ ?I_н ∙ d/ ?I_г = 12³/24³ ∙ 0,4 ∙ 0,22 = 0,014

?I_н / ?I_г = 0,5 ‡ 0,25 = 0,4

При жестком сопряжении ригеля и колонны:

d = 1/k = 1 / 4.51 = 0.22

k = 4.51

? = (Н_b – h_б / Н) = 6,17 – 1,6 / 24 = 0,19

? – коэффициент приложения силы Т, равной отношению расстояния между поясом стропильных ферм и верхним поясом подкрановых балок к расчетной высоте рамы.

Ферма

Сбор нагрузок:

Постоянная нагрузка на ригель рамы:

g_кр^р = 3,099 кН/м²

_{Расчетная погонная нагрузка на ферму:}



Линейная распределенная нагрузка от снега на ригель рамы:

q_сн = ?_н ∙ n ∙ c ∙ Р_сн^р ∙ b_ф = 0,95 ∙ 1,4 ∙ 1 ∙ 1,8 ∙ 12 = 28,73 кН / м

Постоянные узловые нагрузки:

F₁ = g_кр^р ∙ ?_n ∙ (1.25 ∙ B) = 3.099 ∙ 0.95 ∙ (1.25 ∙ 12) = 44.16 кН

F₂ = g_кр^р ∙ ?_n ∙ ((1.25 + 1.5) ∙ B) = 3.099 ∙ 0.95 ∙ (2.75 ∙ 12) = 97.15 кН

F₃ = g_кр^р ∙ ?_n ∙ ((1.5 + 1.5) ∙ B) = 3.099 ∙ 0.95 ∙ (3 ∙ 12) = 105.98 кН

Грузовой коэффициент k = P_sn^p / g_кр^р = 1.8 / 3.099 = 0.58

Опорные реакции:

R_a = R_b = F₁ + F₂ + 4.5 F₃ = 618.24 кН
Определение усилий в стержнях фермы:

Усилия в стержнях фермы определяем с помощью построения диаграммы Максвелла-Кремолы.

При вычерчивании схемы фермы за расчетную высоту принимается расстояние между осями поясов. Для симметричной нагрузки (постоянной) достаточно построить диаграмму усилий только половины фермы.

Для определения усилий от опорных моментов удобно построить диаграмму от единичного момента, приложенного к левой опоре.

Усилия от единичных моментов умножаются на соответствующие значения моментов и суммируются. для построения диаграммы единичный момент заменяется парой сил с плечо, равным расчетной высоте фермы на опоре:

H_a = H_b = 1 / h_ф = 1 / 3,06 = 0,356 кН

Значения вертикальных опорных реакций фермы:

_{Ra = Rb = 1 / 35 = 0.0285 кН}

Усилия от распора рамы прикладываем целиком к нижнему поясу. Изменение усилий от всех видов загружения сводим м таблицу расчетных усилий в стержнях фермы и находим расчетные усилия. Усилия от расчетных моментов и распора рамы учитываем только в том случае, если они догружают стержень или меняют знак.

Подбор и проверка сечений стержней ферм:

Подбор сечений сжатых стержней начинаем с определения требуемой площади сечения:



- коэф. продольного изгиба (в первом приближении задаемся: для поясов =0,7-0,8 для решетки =0,6-0,7

- коэф условия работы

Требуемую площадь сечения растянутого стержня фермы определяем по формуле:



После этого по сортаменту подбираем подходящий калибр профиля, затем производится проверка принятого сечения:

Для растянутых элементов (проверка сечения на прочность)


Для сжатых элементов (проверка сечения на устойчивость)



Результаты расчетов сводятся в таблицу.
Расчет сварных швов прикрепления раскосов и стоек к фасонкам и поясам фермы.

Для сварки узлов фермы применяем полуавтоматическую сварку проволокой СВ-08Г2СЦ (R_ус^св=215 МПа) d=1,4-2мм,

К_ш=10мм ?_wf и ?_wz=0,85 ,

?_f =0,9и ?_z =1,05,

R_ус^св=0,45*370=166,5 МПа
Несущая способность швов определяется прочностью по границе сплавления:

166,5МПа =166,5*1,05=174,8= R_ус^св* ?_z< R_ус^св* ?_f =215*0,9=193,5

=16,65 кН/см²

Длина сварного шва:



минимальное 6
Нагрузка от распора рамы:

H₁ = -191.09 кН

H₂ = -151.22 кН
Моменты:

М1 = -1493,7 кН∙м

М2 = -1148,3 кН∙м

Расчетные усилия в стержнях фермы, кН

Элемент	№ стержня	Усилия от постоянной нагрузки	Усилия от снеговой нагрузки		Усилия от опорных моментов				Усилие от распора рамы	Расчетные усилия
			nc = 1	nc = 0.9	S1 от M1=1	S2 от M2=1	S1*M1 (M1 = -1493,7 )	S2*M2 (M2 = -1148,3)		№ усилия	растяжение	№ усилия	сжатие
		1	2а	2б			3	4	5
1	2	3	4	5	6	7	8	9	10	11	12	13	14
Верхний пояс	В1 – 1	0	0	0	-0,328	0	489,9	0	-	3	489,9	-	-
	В2 – 3 В3 – 4	-905	-524,9	-472,41	-0,265	-0,065	395,8	74,63	-	-	-	1+2а	-1430
	В4 – 6 В5 – 7	-1505	-872,9	-785,61	-0,2	-0,13	298,7	149,2	-	-	-	1+2а	-2378
	В6 – 9	-1705	-988,9	-890,01	-0,2	-0,13	298,7	298,7	-	-	-	1+2а	-2694
Нижний пояс	H – 2 H – 5 H – 8	460 1260 1660	266,8 730,8 962,8	240,12 657,72 866,52	0,295 0,23 0,165	0,033 0,1 0,165	-440,6 -343,5 -246,4	-37,89 -114,83 -189,46	-191 -182 -173	1+2а 1+2а 1+2а	726,8 1990,8 2622,8	1+3+4+5 - -	-209,5 - -
Раскосы	1 – 2 2 – 3 4 – 5 5 – 6 7 – 8 8 – 9	-720 630 -490 350 -215 65	-417,6 365,4 -284,2 203 -124,7 37.7	-375,84 328,86 -255,78 182,7 -112,23 33.93	0,044 -0,047 0,047 -0,047 0,047 -0.047	-0,044 0,047 -0,047 0,047 -0,047 0.047	-65,72 70,2 -70,2 70,2 -70,2 70.2	50,52 -53,97 53,97 -53,97 53,97 -53.97	- - - - - -	- 1+2а - 1+2а - 1+2a	- 995,4 - 553 - 102.7	1+2а - 1+2а - 1+2а -	-1137,6 - -774,2 - -339,7 -
Стойки	3 – 4 6 – 7 9 – 9’	-105 -105 -105	-60,9	-54,81	0 0 0	0 0 0	- - -	- - -	- - -	- - -	- - -	1+2а	-166 -166 -166

Проверка сечений стержней фермы

Элемент	№ стержня	Расчетное усилие		Сечение	Пло- щадь сечения	lx / ly	ix / iy	?x / ?y	[?]	? min	?	Проверка сечений
		Растя- нутые	Сжатые									прочность	устойчивость
1	2	3	4	5	6	7	8	9	10	11	12	13	14
Верхний пояс	В1-1	489,9	-	20шт1	60,8	250/250	5,02/7,2	-	-	-	-	-	-
	В2-3	-	-1430			300/300		59.7/41	[120]	0.77	0.95		? = 5.5%
	В3-4	-	-1430	20шт1	60,8	300/300	5,02/7,2	59.7/41	[120]	0.77	0.95		? = 5.5%
	В4-6	-	-2378	25шт2	87,8	300/300	7/6,7	42.8/44.7	[120]	0.85	0.95		? = 5%
	В5-7	-	-2378	25шт2	87,8	300/300	7/6,7	42.8/44.7	[120]	0.85	0.95		? = 5%
	В6-9	-	-2694	30шт4	148,46	300/600	8,56/7,25	35.04/82.7	[120]	0.6	0.95		? = -0.5%
Нижний пояс	Н-2	726,8	-209,5	13шт1	26,94	300/550	3,27/4,25	91,7/129,4	[120]	0,6	0.95		? = 0,1%
	Н-5	1990,8	-	20шт2	60,1	600/1800	5,02/7,2	-	[250]	-	0.95	? = 5.5%
	Н-8	2622,8	-	25шт2	87,8	197/394	7/6,7	-	[250]	-	0.95	? = 1%
Раскосы	1-2	-	-1137,6	200х125х11	69,74	342/428	6,45/5	30.5/78.8	[120]	0.64	0.95		? = 2%
	2-3	995,4	-	125х10	19,7х2	342/428	3,98/2,26	-	[300]	-	0.95	? = 3%
	4-5	-	-774,2	160х10	37,4х2	342/428	4.94/7.09	69.2/60.3	[150]	0.76	0.8		? = 3.5%
	5-6	553	-	100х8	11,09х2	342/428	3,19/1,78	-	[300]	-	0.95	? = 4.5%
	7-8	-	-339,7	100х8	15,6х2	342/428	3,07/4,54	111.4/94.3	[150]	0.5	0.8		? = 2%
	8-9	102.7	-	63x5	1.96x2	342/428	1.53/2.45	-	[150]	-	0.95	? = 1.5%
Стойки	3-4	-	-166	75х5	7,39х2	244/305	2,31/3,42	105.6/89	[150]	0.54	0.8		? = 3%
	6-7	-	-166	75х5	7,39х2	244/305	2,31/3,42	105.6/89	[150]	0.54	0.8		? = 3%
	9-9’	-	-166	75х5	7,39х2	244/305	2,31/3,42	105.6/89	[150]	0.54	0.8		? = 3%

Расчет колонны

Расчетные усилия:

Для верхней части колонны:

Сечение 4-4 М = -1493,7; N = -1085.6

3-3 M = -775.9; N = -1236.3

Для нижней части колонны:

Сечение 2-2 M = -1705.3; N = -5262.8

1. 
   M = 2340.97; N = -5262.8; Q = -267.85
   

Соотношение жесткостей верхней и нижней частей колонны:

I_в / I_н = 1 / 5,6
Материалы колонн: сталь С275 (лист. R_y=27 кН/см²; фасон. R_y=28 кН/см²)
Расчетные длины

Расчетные длины колонны для верхней и нижней частей в плоскости рамы.

l_x1 = ?₁ ∙ l₁ = 2 ∙ 1683 = 3366 см

l_x2 = ?₂ ∙ l₂ = 3 ∙ 637 = 1911 см

H_н.ч.к. / Н_в.ч.к. = l₂ / l₁ = 6,37/16,83 = 0,37 < 0.6 => ?₁ = 2, ?₂ = 3

N_н.ч.к. / N_в.ч.к. = 5262.8 / 1085.6 = 4.84 > 3

В однопролетной раме с жестким сопряжением ригеля и колонны верхний конец колонны закреплен только от поворота.

Расчетные длины из плоскости рамы:

l_y1 = H_н.ч.к. = 1683 см

l_y2 = H_в.ч.к. – h_n = 637 – 160 = 477 см
Подбор сечения верхней части колонны

Сечение верхней части колонны принимаем в виде прокатного двутавра, b_в.ч.к. = 1000 мм.

Для симметричного двутавра радиус инерции: i_x = 0.42 ∙ b_в.ч.к. = 42 см

Ядровое расстояние: ?_x = 0,35 ∙ b_в.ч.к. = 35 см

______ ____________

Условие гибкости стержня: ?_x = (l_x2 / i_x) ∙ (? R_y / E ) = (1911 / 42) ∙ (? 27 / 2,06 ∙ 10⁴ ) = 1,64

Относительный эксцентриситет: m_x = e_x / ?_x = M / (N ∙ 0.35 ∙ h) = 149370 / (1085.6 ∙ 0.35 ∙ 100)=3.93

По полученным данным m_x , ?_x определяем коэффициент влияния формы сечения ?

(по приложению 10 учебника Беленя)

В первом приближении принимается: А_n/A_ст = 1, тогда ? = (1,9 – 0,1m) – 0.02(6 – m) ? = 1.44

Приведенный эксцентриситет m_x1 = ? ∙ m_x = 1,44 ∙ 3,93 = 5,66

По приложению 8 учебника Беленя по данным m_x1 и ?_x определяем ?_хвн – коэффициент снижения расчетного сопротивления при внецентренном сжатии:

?_хвн = 0,22

Требуемая площадь сечения А_тр определяется из условия устойчивости сплошной внецентренно сжатой колонны в плоскости действия момента М_х (в плоскости рамы):

А_тр = N / (?_хвн ∙ R_y ∙ ?) = 1085.6 / (0.22 ∙ 27) = 182,76 см²
Компоновка сечения

Предварительно принимаем толщину полки t_n = 2 см, тогда высота стенки:

h_ст = b_в.ч.к. – 2t_n = 100 – 2 ∙2 = 96 см

По таблице 14.2 учебника Беленя при значениях m_x = 3,93 > 1 и ?_x =1,64 > 0.8 из условия местной устойчивости:

______ ____________

h_ст / t_ст ? (0,9 + 0,5 ?) ? E / R_y = (0.9 + 0.5 ∙ 1.64) ? 2.06 ∙ 10⁴ / 27 = 47.5

t_ст ? 96 / 47.5 = 2.03 см

Поскольку сечение с такой толстой стенкой неэкономично, принимаем t_ст = 1см и включаем в расчетную площадь сечения колонны два крайних участка стенки:

_____ ____________

0,85 ∙ t_ст ? E / R_y = 0.85 ∙ 1 ? 2.06 ∙ 10⁴ / 27 = 23,47 см

Требуемая площадь полки:

_____ ____________

А_тр^п = (А_тр – 2 ∙ 0,85 ∙ t_ст ² ? E / R_y ) / 2 = (182.76 – 2 ∙ 0.85 ∙ 1² ? 2.06 ∙ 10⁴ / 27 ) / 2 = 67.9 см²

Из условия устойчивости верхней части колонны из плоскости действия нагрузки, ширина полки равна:

b_п ? l_y2 / 20 = 477 / 20 = 23.85 см

Из условия местной устойчивости полки:

_____ ____________

b_св / t_п ? (0,36 + 0,1 ?_x) ? E / R_y = (0.36 + 0,1 ∙ 1,64) ? 2.06 ∙ 10⁴ / 27 = 14,47

где b_св = (b_п – t_ст) / 2 = (23,85 – 1) / 2 = 11,42

Принимаем:

b_п = 34 см, t_п = 2 см,

Площадь полки:

А_п = 34 ∙ 2 = 68 см² > А_тр^п = 67.9 см²
Геометрические характеристики сечения

Полная площадь сечения:

А₀ = 2 b_п ∙ t_п + t_ст ∙ h_ст = 2 ∙ 34 ∙ 2 + 1 ∙ 96 = 232 см²

Расчетная площадь сечения с учетом только устойчивой части стенки:

_____ ____________

А = 2 b_п ∙ t_п + 2 ∙ 0,85 t_ст ² ? E / R_y = 2 ∙ 34 ∙ 2 + 2 ∙ 0,85 ∙ 1² ? 2.06 ∙ 10⁴ / 27 = 185,95 см²

Моменты инерции относительно х – х:

I_x = (t_ст ∙ h_ст³ / 12) + 2 b_п ∙ t_п [(b_в.ч.к. - t_п) / 2]² = (1 ∙ 96³ / 12) + 2 ∙ 34 ∙ 2 [(100 – 2) / 2]² = 400264 см⁴

относительно у – у:

I_у = (2 t_п ∙ b_п ³ / 12) = 13101,3 см⁴

Момент сопротивления относительно х – х:

W_x = I_x / Z_max = I_x / (b_в.ч.к. /2) = 400264 / 50 = 8005,3 см3
Ядровое расстояние:

?_x = W_x / А₀ = 8005.3 / 232 = 34.5 см
Радиусы инерции:

______ ___________

i_x = ? I_x / А₀ = ? 400264 / 232 = 41.5 см

______ ___________

i_у = ? I_у / А₀ = ? 13101,3 / 232 = 7,5 см
Проверка устойчивости верхней части колонны в плоскости действия нагрузки:

_

?_x = l_x2 / i_x = 1911 / 41.5 = 46.04

_ _____ ____________

?_x = ?_x ? R_y / E = 46.04 ? 27 / 2.06 ∙ 10⁴ = 1.66

m_x = M_x / N ∙ ?_x = 149370 / 1085.6 ∙ 34.5 = 3.98

По приложению 10 учебника Беленя при значениях m_x = 3.98, ?_x = 1.66, при А_п / А_ст = 0,7

? = (1,9 – 0,1 m_x) – 0,02(6 – m_x) ? = (1,9 – 0,1 ∙ 3,98) – 0,02(6 – 3,98) 1,66 = 1,43

m_1x = ? ∙ m_x = 1,43 ∙ 3,98 = 5,69

По приложению 8 учебника Беленя при значениях m_1x = 5,69, ?_x = 1.66 ?_вн = 0,215

? = N / (?_вн ∙ A) = 1085.6 / (0.215 ∙ 185.95) = 27.15 > 27 (R_y)

(27.15 – 27) / 27 = 0.005 = 0.5 % перенапряжения

Проверка устойчивости верхней части колонны из плоскости действия нагрузки:

?_у = l_у2 / i_у = 477 / 7,5 = 63,6 по приложению 7 учебника Беленя ?_у = 0,795

Для определения m_x найдем максимальный момент в средней трети расчетной длины стержня:

M_x^1/3 = M₂ + [(M₁ – M₂) / l₂] (l₂ – 1/3 l_y2) =

-775.9 + [(-1493,7 + 775.9) / 6,37] (6,37 – 1/3 ∙ 4.77) = -1314.5 кН м

По модулю M_х ? M_max / 2 = -1493.7 / 2 = -746.85 кН м

Относительный эксцентриситет mx:

m_x = (M_x ∙ A₀) / (N ∙ W_x) = (131450 ∙ 232) / (1085.6 ∙ 8005.3) = 3.5


При m_x = 5 коэффициент, учитывающий влияние момента Мх при изгибно-крутильной форме потери устойчивости равен:

с = ? / (1+ ? ∙ m_x) = 1 / (1 + 0.825 ∙ 3.5) = 0.257

m_x = 3,5 < 5 => ? = 0.65 + 0.05 m_x = 0.65 + 0.05 ∙ 3.5 = 0.825

_____

?_у = 63.6, ?_c = 3.14 ? E / R_y = 86.72, ?_у < ?_c => ? = 1

? = N / (c ∙ ?_y ∙ A) = 1085.6 / (0.257 ∙ 0.795 ∙ 185.95) = 28.5 кН / м

(28,5 – 27) / 27 = 0,055 = 5,5% перенапряжения.
Подбор сечения нижней части колонны

Сечение нижней подкрановой части колонны сквозное и состоит из 2ух ветвей, соединенных между собой решеткой. Подкрановую ветвь колонны принимаем из широкополочного прокатного двутавра, а шатровую ветвь – из швеллера составного сечения.

b _н.ч.к. = ? + b_o = 1000 + 500 = 1500 мм.

Определим ориентировочное положение центра тяжести:

Принимаем Z₀ = 5 см

h₀ = b_н.ч.к. – 5 = 150 – 5 = 145 см

y₁ = |M₂| / ( |M₁| + |M₂| ) h₀ = 234097 / (170530 + 234097) ∙ 145 = 83.8 см

y₂ = h₀ – y₁ = 145 -83.8 = 61.2 см

y₁ , y₂ – расстояния от ц.т. сечения колонны до ц.т. соответствующих ветвей

h₀ – расстояние между центрами тяжести ветвей колонны

Определим усилия в ветвях:

Подкрановая ветвь: N_в1 = N₁ ∙ (y₁ / h₀) + (M₁ / h₀) = 5262.8 ∙( 83.8 / 145) + (170530 / 145) = 4217,5 кН

Шатровая ветвь: N_в2 = N₂ ∙ (y₂ / h₀) + (M₂ / h₀) = 5262.8 ∙( 61,2 / 145) + (234097 / 145) = 3835,6 кН

Определим требуемую площадь для обеих ветвей:

Подкрановая ветвь:

А_в1 = N_в1 / ? ∙ R_y = 4217.5 / 0.7 ∙ 28 = 215.17 см²

принимаем ? = 0,7 ; для фасонной стали С275 R_y = 28 кН / см²

По сортаменту подбираем двутавр 80Б2 с параметрами

А = 226,6 см²; g = 177.9 кг/м; ix = 32.01 см; iy = 5.76 см; b = 28 см; t = 2.05 см; h = 79.8 см;

s = 1,4 см

Шатровая ветвь:

А_в2 = N_в2 / ? ∙ R_y = 3835,6 / 0.7 ∙ 27 = 202,9 см²

Толщину стенки швеллера для удобства соединения в стык с полкой верхней части колонны принимаем t_ст = 20 мм.

Высоту стенки швеллера принимаем равной калибру двутавра подкрановой ветви с учетом выступов:

h_ст = 798 + 2 ∙ 5 = 808 мм.

Требуемая площадь полок:

А_п = (А_в2 - t_ст ∙ h_ст ) / 2 = (202,9 – 2 ∙ 80,8) / 2 = 20,65 см²

Из условия местной устойчивости полок швеллера:

______

b_п / t_п = (0,38 + 0,08 ?) ? E / R_y

принимаем b_п = 12 см ; t_п = 2 см; А_п = 24 см²
Геометрические характеристики ветви

Фактическая площадь шатровой ветви:

А_в2 = h_ст ∙ t_ст + 2 А_п = 80,8 ∙ 2 + 2 ∙ 24 = 209,6 см²

Расстояние от ц.т. сечения до крайней стенки швеллера:

Z₀ = S / F = (А_ст ∙ y₁ + 2 А_п ∙ y₂) / А_в2 = (160,4 ∙ 1 + 2 ∙ 24 ∙ 8) / 209,6 = 2,6 см

А_ст = h_ст ∙ t_ст = 80.2 ∙ 2 = 160.4 см2

y₁ = t_ст / 2 = 2/2 = 1

y₂ = (b_п / 2) + t_ст = 8

Момент инерции относительно оси 2 – 2:

I_x2 = h_ст ∙ t_ст ∙ a₁² + 2 [(t_п ∙ b_п³) / 12] + t_п ∙ b_п ∙ a₂² ∙ 2 = 80.8 ∙ 2 ∙ 1.6² + 2[(2 ∙ 12³)/ 12] + 2 ∙ 12 ∙ 5.4² ∙ 2 =

= 413.7 + 576 + 1399.7 = 2389.4 см⁴

a₁ = z₀ - t_ст / 2 = 2.6 – 2/2 = 1.6

a₂ = y₂ – z₀ = 8 – 2.6 = 5.4

относительно оси у – у:

I_у = [(t_ст ∙ h_ст³) / 12] + 2 b_п ∙ t_п ∙ a₃² = [(2 ∙ 80.8³) / 12] + 2 ∙ 12 ∙ 2 ∙ 39.4 = 89810.2 см⁴

a₃ = h / 2 - t_п / 2 = 40.4 – 2 / 2 = 39.4

Радиусы инерции:

______ ____________

i_x = ? I_x2 / А_в2 = ? 2389,4 / 209,6 = 3,37 см

______ _____________

i_у = ? I_у / А_в2 = ? 89810,2 / 209,6 = 20,7 см

Уточняем положение центра тяжести сечения колонны:

h₀ = b_н.ч.к. – 5 = 150 – 5 = 145 см

y₁ = (А_в2 ∙ h₀) / (А_в1 + А_в2) = (209.6 ∙ 145) / (226.6 + 209.6) = 30392 / 436.2 = 69.6 см

y₂ = h₀ - y₁ = 145 – 69,6 = 75,4 см




Отличие от первоначальных размеров не значительно.

Проверка устойчивости ветвей из плоскости рамы относительно оси у – у:

Подкрановая ветвь:

?_y = l_y / i_y = 1683 / 32,01 = 52.57 => ? = 0.823

? = N_в1 / (? ∙ А_в1) = 4217,5 / (0,823 ∙ 226,6) = 27,61 кН / см²

(27,61 – 28) / 28 = - 0,01 = 1 % недонапряжения

Шатровая ветвь:

?_y = l_y / i_y = 1683 / 20,7 = 81,3 => ? = 0.641

? = N_в2 / (? ∙ А_в2) = 3835,6 / (0,641 ∙ 209,6) = 28,54 кН / см²

(28,54 – 28) / 28 = 0,019 = 1,9 % перенапряжения

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

?_x1 = l_в1 / i_в1 = ?_y =52,57 => l_в1 = 52.57 ∙ i_x1 = 52.57 ∙ 5.76 = 302.8 = 305 см

l_в = (1683 – 10 – 90) / 5 = 316,6

Принимаем l_в = 317 разделив высоту нижней части колонны на 5 панелей

Проверка устойчивости ветви в плоскости рамы (относительно оси х₁ – х₁, х₂ – х₂)

Подкрановая ветвь:

?_x1 = l_в / i_х1 = 317 / 5,76 = 55,03 => ? = 0.81

? = N_в1 / (? ∙ А_в1) = 4217,5 / (0,81 ∙ 226,6) = 27,97 < 28 кН / см²

Шатровая ветвь:

?_x1 = l_в / i_х2 = 317 / 3,37 = 94,06 => ? = 0.53

? = N_в2 / (? ∙ А_в2) = 3835,6 / (0,53 ∙ 209,6) = 24,52 < 27 кН / см²
Расчет решетки подкрановой части колонны

Поперечная сила в сечении колонны Q_max = 267.85 кН

Условная поперечная сила:

Q_усл = 0,3 A_к^ф = 0,3 ∙ (209,6 + 226,6) = 130,86 < Q_max

Решетка рассчитывается по Q_max :

Nр = Q_max / 2sin? = 267.85 / 2 ∙ 0.68 = 196.9 кН

b _н.ч.к. 150

Sin? = h_р / l_р = ————————— = ———————— = 0, 68

_________________ ________________

? b _н.ч.к. ² + (l_в1^ф / 2)² ? 150² + (317 / 2) ²

? = 43є

?_ф = 100 => ? = 0.56

Требуемая площадь раскоса:

А_р.тр. = N_р / (? ∙ R_y ∙ ?) = 196,9 / (0,56 ∙ 25 ∙ 0,75) = 18,75 см²

? = 0,75 для сжатого уголка, прикрепленного одной полкой

R_y = 25 кН / см² (Сталь С245 фасонный прокат)

Принимаем уголок ∟120x8 с параметрами А_р^ф = 18,8 см²; i_min = 2.39

?_max = l_р / i_min = 220,6 / 2,39 = 92,3 => ? = 0.6

l_р = b _н.ч.к. / sin ? = 150 / 0.68 = 220.6 см

Определим напряжение в раскосе:

? = N_р / ? ∙ A_р^ф = 196,9 / 0,6 ∙ 18,8 = 17,4 ? 25 кН / см²

Проверка устойчивости колонны в плоскости действия момента как единого стержня:

Геометрическая характеристика всего сечения:

А = А_в1 + А_в2 = 226,6 + 209,6 = 436,2 см²

I_x1 = А_в1 ∙ у₁² + А_в2 ∙ у₂² = 226,6 ∙ 69,6² + 209,6 ∙ 75,4² = 2289296,1 см⁴

______ ________________

i_x = ? I_x / A = ? 2289296.1 / 436.2 = 72,4 см;

?_x = l_x1 / i_x = 3366 / 72,4 = 46,5

Определим приведенную гибкость:

_______________ _____________________

?_пр = ? ?_x² + (?₁ ∙ А / А_р1) = ? 46,5² + (27 ∙ 436,2 / 37,6) = 49,75

А_р1 = 2 А_р = 2 ∙ 18,8 = 37,6 см2 – площадь сечения раскосов по двум граням сечения колонны.

?₁ = 27 – коэффициент зависящий от угла наклона раскоса к ветви

Определим условную приведенную гибкость:

_ _____ ____________

?_пр = ?_пр ? R_y / E = 49,75 ? 25 / 2.06 ∙ 10⁴ = 1,73

Для комбинаций усилий, догружающих шатровую ветвь (сечение 1-1)

m_пр = (M₂ ∙ A / N₂ ∙I_x) ∙ (y₂ + z₀) = (234097 ∙ 436.2 / 5262.8 ∙ 2289296,1) ∙ (75.4 + 5) =

= 0.0085 ∙ 80.4 = 0.68

? = N₂ / (?_вн ∙ А) = 5262,8 / (0,716 ∙ 436,2) = 16,85 < 27 кН / см²

?_вн = 0,716 (по приведенным значениям m и ?, приложение 8 учебника Беленя)

Для комбинаций усилий, догружающих подкрановую ветвь (сечение 2-2)

m_пр = (M₁ ∙ A / N₁ ∙I_x) ∙ y₁ = (170530 ∙ 436.2 / 5262.8 ∙ 2289296,1) ∙ 69,6 = 0.42

? = N₁ / (?_вн ∙ А) = 5262,8 / (0,728 ∙ 436,2) = 16,57 < 28 кН / см²

?_вн = 0,728 (по приведенным значениям m и ?, приложение 8 учебника Беленя)

Устойчивость обеих ветвей обеспечена => устойчивость колонны, как единого стержня, из плоскости действия момента проверять не нужно.
Расчет и конструирование базы колонны

Проектируем базу раздельного типа, т.к. ширина нижней части колонны превышает 1 м.

Расчетные комбинации в нижнем сечении (1-1) колонны:

Для расчета базы подкрановой ветви:

M₁ = -148.14; N₁ = 4780.8

Для расчета базы шатровой ветви:

M₂ = 2340.97; N₂ = -5262.8

Усилия в ветвях колонны:

N_в1 = (M₁ / h₀) + N₁ (y₂ / h₀) = (14814 / 145) + 4780,8 (75,4 / 145) = 2588,1 кН

N_в2 = (M₂ / h₀) + N₂ (y₁ / h₀) = (234097 / 145) + 5262,8 (69,6 / 145) = 4140,5 кН

База шатровой ветви:

Требуемая площадь плиты:

А_пл^тр = N_в2 / R_ф = 4140,5 / 0,9 = 4600,5 см²

R_ф = ?R_b = 1,2 ∙ 0,76 = 0,9

R_b = 0,76 кН / см² – расчетное сопротивление бетона осевому сжатию.

Из конструктивных соображений свес плиты должен быть не менее С = 4 см.

Тогда ширина плиты равна:

B ? bк + 2С = 80,8 + 2 ∙ 4 = 88,8 см, принимаем В = 90 см

Длина плиты:

L = А_пл^тр / B = 4600,5 / 90 = 51,1 см, принимаем L =55 см

Тогда фактическая площадь плиты базы равна:

А_пл^ф = L ∙ B = 55 ∙ 90 = 4950 см²

Среднее напряжение в бетоне под плитой:

? = N_в2 / А_пл^ф = 4140,5 / 4950 = 0,83 кН / см²

Из условия симметричного расположения траверсы относительно ц.т. ветви, расстояние между траверсами в свету равно:

2(b_п + t_п – z₀) = 2 (12 + 2 – 5) = 18 см

При толщине траверсы t_тр = 12 мм, свес консолей с₁ конструктивно принимаем 5 см

База может иметь участки, опертые на 4 канта, 3 канта, 2 канта и консольно

Чтобы определить толщину опорной плиты базы нужно определить максимальный момент М_мах, который возникает в участке, опертом на 4 канта:

b / a = 80.8 / 12 = 6.7 => коэффициент для расчета на изгиб ? = 0.125

(по таблице 8,6 учебника Е.И.Беленя)

M_max = ? ∙ ? ∙ a² = 0.125 ∙ 0.83 ∙ 12² = 14.83 кН ∙ см

Определяем толщину плиты:

______________ ______________

t_пл = ? 6 ∙ М_мах / R_y ∙ ?_c = ? 6 ∙ 14,83 / 1 ∙ 27 = 1,81 см

Принимаем t_пл = 2 см (с учетом отстрожки)

Из условия работы сварных швов на срез определим высоту траверсы:

N 4140,5

h_тр = —————————— = —————————— = 57,05 см + 2,95 см на непровар

4 ∙ к_ш ∙ ?_f ∙ ?_wf ∙ R _wf ∙ ?_c 4 ∙ 1,2 ∙ 0,7 ∙ 1 ∙ 18 ∙ 1,2

Таким образом, принимаем высоту траверсы h_тр = 600 мм

R _wun 41

Напряженное состояние по металлу шва R _wf = 0.55 ——— = ——— = 18 КН ∙ м

?_wm 1.25

Коэффициент работы шва ?_wf = 1

Катет шва принимаем равным к_ш = 1,2

Коэффициент ?_f = 0,7

База подкрановой ветви:

Требуемая площадь плиты:

А_пл^тр = N_в1 / R_ф = 2588,1 / 0,9 = 2875,6 см²

R_ф = ?R_b = 1,2 ∙ 0,76 = 0,9

R_b = 0,76 кН / см² – расчетное сопротивление бетона осевому сжатию.

Из конструктивных соображений свес плиты должен быть не менее С = 4 см.

Тогда ширина плиты равна:

B ? bк + 2С = 79,8 + 2 ∙ 4 = 87,8 см, принимаем В = 90 см

Длина плиты:

L = А_пл^тр / B = 2875,6 / 90 = 31,95 см, принимаем L =35 см

Тогда фактическая площадь плиты базы равна:

А_пл^ф = L ∙ B = 35 ∙ 90 = 3150 см²

Среднее напряжение в бетоне под плитой:

? = N_в2 / А_пл^ф = 2588,1 / 3150 = 0,82 кН / см²

Из условия симметричного расположения траверсы относительно ц.т. ветви, расстояние между траверсами в свету равно:

2(b_к – z₀) = 2 (28 – 5) = 23 см

При толщине траверсы t_тр = 12 мм, свес консолей с₁ конструктивно принимаем 5 см

База может иметь участки, опертые на 4 канта, 3 канта, 2 канта и консольно

Чтобы определить толщину опорной плиты базы нужно определить максимальный момент М_мах, который возникает в участке, опертом на 4 канта:

b / a = 79.8 / 28 = 2,85 => коэффициент для расчета на изгиб ? = 0.125

(по таблице 8,6 учебника Е.И.Беленя)

M_max = ? ∙ ? ∙ a² = 0.125 ∙ 0.82 ∙ 28² = 80,36 кН ∙ см

Определяем толщину плиты:

______________ ______________

t_пл = ? 6 ∙ М_мах / R_y ∙ ?_c = ? 6 ∙ 80,36 / 1 ∙ 27 = 4,22 см

Принимаем t_пл = 4,3 см (с учетом отстрожки)

Из условия работы сварных швов на срез определим высоту траверсы:

N 2875,6

h_тр = —————————— = —————————— = 39,62 см + 2,38 см на непровар

4 ∙ к_ш ∙ ?_f ∙ ?_wf ∙ R _wf ∙ ?_c 4 ∙ 1,2 ∙ 0,7 ∙ 1 ∙ 18 ∙ 1,2

Таким образом, принимаем высоту траверсы h_тр = 420 мм

R _wun 41

Напряженное состояние по металлу шва R _wf = 0.55 ——— = ——— = 18 КН ∙ м

?_wm 1.25

Коэффициент работы шва ?_wf = 1

Катет шва принимаем равным к_ш = 1,2

Коэффициент ?_f = 0,7

---