Расчет параметров здания

Расчет параметров здания

1. Компоновка стального каркаса одноэтажного промышленного здания

.1 Конструктивная схема здания

Стальной каркас современного одноэтажного промышленного здания представляет собой пространственную систему, скомпонованную из многих элементов.

Основой каркаса является поперечная рама, состоящая из ступенчатых колонн и сквозных ригелей (рис. 1.1).

Рис. 1.1 - Схема поперечной рамы однопролетного здания

В однопролётных зданиях соединение колонн с ригелем проектируют жёстким, что позволяет повысить поперечную жёсткость здания. Это является существенным для обеспечения нормальной работы мостовых кранов. Ригель рамы проектируют в виде стропильной фермы с параллельными поясами (уклон поясов 1,5%).

В состав каркаса одноэтажного промышленного здания входят; фермы фонаря, связи, подкрановые и тормозные балки.

Промышленное здание проектируют с продольным расположением фонаря, состоящего из стоек и раскосов.

Для обеспечения пространственной жесткости каркаса и устойчивости колонн и конструкций покрытия устраивают связи:

• горизонтальные поперечные по верхним поясам стропильных ферм и фонаря;

• горизонтальные поперечные и продольные по нижним поясам ферм;

• вертикальные между фермами и в пределах высоты фонаря;

• вертикальные между колоннами.

Первые необходимы для обеспечения устойчивости сжатого верхнего пояса ферм. главным образом, в период монтажа. В остальное время устойчивость создают плиты покрытия или прогоны, привариваемые непосредственно к поясу. Располагают их в торцах здания и у температурных швов, а также в промежутках на расстоянии не более 60 м (в свету) друг от друга.

Для раскрепления узлов верхнего пояса ферм в пределах фонаря предусматривают специальные коньковые распорки.

Поперечные связи по нижним поясам ферм располагают в торцах здания для восприятия ветровой нагрузки, передаваемой стойками торцевого фахверка. Промежуточные связи ставят в тех же панелях, что и по верхнему поясу ферм.

Продольные связи по нижним поясам ферм устанавливают по краям здания. Они необходимы для вовлечения в совместную работу соседних рам при действии местной (крановой) нагрузки. Кроме того, продольные связи закрепляют крайние панели нижнего пояса, в которых могут возникнуть сжимающие усилия.

Вертикальные связи между фермами устанавливают в местах постановки поперечных горизонтальных связевых ферм. Они служат для удержания ферм в проектном (вертикальном) положении.

Вертикальные связи между колоннами придают неизменяемость каркасу и обеспечивают устойчивость колонн в продольном направлении. Располагают их ближе к середине здания, чтобы как можно меньше препятствовать температурным деформациям продольных элементов каркаса. Эти связи воспринимают давление ветра на торцы здания и силы продольного торможения мостовых кранов. В крайних шагах предусматривают устройство вертикальных связей в пределах надкрановой части колонн, так как оставлять их нераскрепленными не следует, поскольку с них начинают монтаж здания.

Связи в пределах фонаря устраивают аналогично связям по верхним поясам ферм.

1.2 Определение вертикальных размеров

Определяем расстояние от головки кранового рельса до низа несущей конструкции покрытия Н₂ по формуле:

Н₂ ≥ (Н_к + 100)+f, (1.1)

где Н_к - высота мостового крана, определяемая в зависимости от грузоподъёмности крана и пролёта цеха по [1, прил. 2], Н_к=4000 мм;

-необходимый зазор между краном и стропильной конструкцией, мм;

f - размер, учитывающий прогиб конструкций покрытия (ферм, связей), принимаемый в зависимости от пролета L по [1, табл. 1.1] f=300 мм;

Н₂=(4000+100)+300=4400=4,4 м.

Окончательный размер Н₂ принимают кратным 0,2 м:

Н₂ = 4,4 м.

Фактическую высоту технологического оборудования Н₁ определяем в зависимости от полезной высоты здания Н₀ и высоты технологического оборудования Н₁ по заданию.

Полезная высота цеха от уровня пола до низа ферм Н₀:

Н₀≥ Н₁+Н₂, (1.2)

Н₀=13,4+4,4=17,8 м.

Окончательный размер Н₀ с учётом унификации принимаем кратным 0,6 м. Таким образом, назначаем:

Н₀=18 м.

и корректируют высоту Н₁:

Н₁ = Н₀ - Н₂, (1.3)

Н₁=18 - 4,4 = 13,6 м.

Далее устанавливаем размер верхней части колонны:

Н_в=h_гл.б.+h_р+Н₂, (1.4)

где h_гл.б - высота подкрановой балки, которую предварительно принимают равной 1/8 шага колонн, h_гл.б =1/8 ∙ 12 =1,5 м;

h_р - высота кранового рельса, которую принимают равной 0,2 м.

Н_в=4,4+1,51+0,2=6,11 м.

Н_в=6,11 м.

Размер нижней части колонны определяем по формуле:

Н_н=Н₀-Н_в+h_3, (1.5)

где h₃ - заглубление опорной плиты башмака колонны ниже нулевой отметки пола, для базы с траверсами принимают равным 1 м

Н_н=18-6,11+1=12,89 м.

Н_н=12,89 м.

Полную высоту колонны Н определяем суммированием размеров верхней Н_в и нижней Н_н частей колонны:

Н_к=Н_в+Н_н, (1.6)

Н_к=6,11+12,89=19,0 м.

Н_к=19 м.

Высоту фермы Н_ф принимаем по [1, табл. 1.2], Н_ф=3,15 м.

Высоту светоаэрационного фонаря Н_фн принимаем равной Н_фн=4,5 м.

.3 Определение горизонтальных размеров

При определении горизонтальных размеров учитывают унифицированные привязки колонн к разбивочным осям, требования прочности и жесткости, предъявляемые к колоннам, а также эксплуатационные требования.

Привязку наружной грани колонны к продольной оси а принимаем 500 мм (для относительно высоких зданий с кранами грузоподъёмностью 80 т и более).

В цехах с интенсивной работой крана (7К…8К) необходимо устройство проёма для прохода рабочего персонала в верхней части колонны. В связи с этим принимаем привязку а = 500 мм, а высоту сечения верхней части колонны h_в = 1000 мм. При этом должно соблюдаться условие жёсткости h_в > / 12:

h_в =1000 мм> Н_в,/12=6110/12=509,2 мм.

Высоту сечения нижней части колонны h_н с учетом обеспечения жесткости каркаса в поперечном направлении назначают не менее Н/ 15 и находят по формуле:

h_н =l₁+a, (1.7)

где l₁ - расстояние от оси подкрановой балки до оси колонны, мм, которое должно быть не менее

l₁≥B₁+(h_в - a)+75 (1.8)

где В₁ - размер части мостового крана, выступающей за ось рельса, который принимают по [1, прил. 2], В₁ = 400 мм;

- необходимый зазор между краном и колонной по требованиям безопасности, мм.

Рассчитав,

l₁ = 400 + (1000 - 500) + 75 = 975 мм.

Окончательный размер l₁ принимаем кратным 250 мм. Следовательно, l₁=1000 мм, тогда h_н по формуле (1.7) равна

h_н =1000+500=1500 мм

2. Нагрузки, действующие на поперечную раму

На поперечную раму действуют постоянные нагрузки - от веса ограждающих и несущих конструкций здания и временные - от мостовых кранов и атмосферного воздействия снега и ветра.

2.1 Постоянные нагрузки

Сбор нагрузок начинают с определения величины расчётной постоянной нагрузки на 1 м² покрытия g_кр в зависимости от заданного типа кровли. Подсчёт приведён в табл. 2.1.

Таблица 2.1 - Постоянная распределенная нагрузка от покрытия

Расчетную равномерно распределённую нагрузку на 1 м ригеля рамы определяем по формуле

q_n = γ_н ∙ g_кр ∙b_ф (2.1)

где γ_н - коэффициент надежности по назначению здания, γ_н = 0,95;

b_ф - шаг ферм (колонн), b_ф =12 м.

Вычисляем:

q_n =0,95 ∙ 0,8085 ∙ 12=9,2169 кН/м.

Объём работ по компоновке поперечной рамы и сбору нагрузок, необходимый для заполнения первого контрольного талона, выполнен.

Постоянные нагрузки, действующие на раму, показаны на рис. 2.1.

Рис. 2.1 - Схемы однопролетной рамы

а - расчетная; б - приложения постоянной нагрузки.

Затем находим опорную реакцию ригеля рамы (как балки на двух опорах):

F_R=, (2.2)

где L - пролёт здания, L= 30 м.

Подставив в (2.2) данные, получаем:

F_R= 9,2169 ∙ 30/2=138,2535 кН.

Постоянные нагрузки от веса колонны и стенового ограждения собираем в виде сосредоточенных сил, условно-приложенных к низу подкрановой F₂, и надкрановой F₁ части колонны по оси сечения. Сила F₂ включает в себя собственный вес нижней части колонны и вес стенового ограждения на участке от низа рамы до уступа колонны. Аналогично сила F₁ включает в себя собственный вес верхней части колонны и нагрузку от стенового ограждения выше уступа, при этом моменты, возникающие от веса стен, в расчёте не учитываются:

F₁= γ_н (γ_f1g_cтh_cт^вb_к+ γ_f2g_окh_ок^вb_к)+G_в, (2.3)

F₂= γ_н (γ_f1g_cтh_cт^нb_к+ γ_f2g_окh_ок^нb_к)+G_н, (2.4)

где γ_f1и γ_f2 - коэффициенты надёжности по нагрузке для стенового ограждения и оконных переплётов, соответственно, γ_f1 = 1,2 и γ_f2 =1,1;

g_cт и g_ок - поверхностная масса стен и оконных переплётов, g_cт = 2 кН/м² и g_ок = 0,35 кН/м²;

b_к - шаг колонн, b_к =12 м;

h_ок^в - высота оконных переплётов в верхней части колонны, h_ок^в = 1,2 м;

h_ок^н - высота оконных переплётов в нижней части колонны, при высоте Н₁ больше 9 м,

h_ок^н =6 м;

h_cт^в и h_cт^н - высота стен в пределах верхней и нижней части колонны, которую определяют по формулам (2.5) и (2.6):

h_cт^в=H_в+Н_ф+0,6 - h_ок^в (2.5)

где 0,6 - высота парапета, м;

h_cт^в=6,11+3,15+0,6-1,2=8,66 м

h_ст^н=Н_н - h_ок^н, (2.6)

h_ст^н=12,89 -6=6,89 м

G_в и G_н - расчётный вес колонн, верхней и нижней частей; соответственно, вычисляют по формулам (2.7) и (2.8).

Расчётный вес колонн распределяется следующим образом: 20% приходится на верхнюю часть и 80% - на нижнюю:

G_в= γ_н ∙ γ_f ∙0,2 ∙ g_к ∙ b_к ∙ L/2, (2.7)

G_н=γ_н∙γ_f∙0,8∙g_к∙b_к∙L/2, (2.8)

где γ_f - коэффициент надёжности по нагрузке для стальных конструкций, γ_f= 1,05;

g_к - расход стали на колонны на 1 м² здания, определяемый по [1, прил. 5] в зависимости от грузоподъёмности кранов, g_к⁼ 0,6 кН/м²;

b_к - шаг колонн, b_к = 6 м.

Подставляем в (2.7) и (2.8) данные:

G_в=0,95 ∙ 1,05 ∙ 0,2 ∙ 0,6 ∙ 12 ∙ 30/2=21,546 кН,

G_н = 0,95 ∙ 1,05 ∙ 0,8 ∙ 0,6 ∙ 12 ∙ 30/2 = 86,184 кН.

Вычисляем силы F₁и F₂:

F₁=0,95 (1,2 ∙ 2 ∙ 8,66 ∙ 12+1,1 ∙ 0,35 ∙ 1,2 ∙ 12)+21,546= 263,75кН,

F₂= 0,95 (1,2 ∙ 2 ∙ 6,89 ∙ 12+1,1 ∙ 0,35 ∙ 6 ∙ 12)+86,184 =301,03 кН.

2.2 Временные нагрузки

Снеговая нагрузка

Расчётную линейную распределённую нагрузку на ригель рамы от снега определяют по формуле:

 (2.9)

где γ_f,сн - коэффициент надёжности по снеговой нагрузке, принимают в соответствии с [2, п. 5.7] равным 1,4;

s₀ - нормативное значение веса снегового покрова на 1 м² горизонтальной поверхности земли, зависит от района строительства принимается в соответствии с [2, табл. 4];

s₀ = 1,0 кН/м²;

μ - коэффициент перехода от веса снегового покрова на земле к снеговой нагрузке на покрытие, при уклоне кровли до 25° равен 1;

b_ф - шаг ферм, b_ф = 12 м.

Подставив в (2.9) данные, получаем:

q_сн = 0,95 ∙ 1,4 ∙ 1 ∙ 1 ∙ 12 = 15,96 кН/м

Далее вычисляем опорную реакцию ригеля рамы от снеговой нагрузки:

 (2.10)

Вертикальные усилия от мостовых кранов

Вертикальную нагрузку на подкрановые балки и колонны от действия мостовых кранов определяют при наиболее неблагоприятном их расположении на подкрановой балке по линии влияния. Оба крана располагают вплотную друг к другу так, что колесо одного из них находится над колонной, а остальные как можно ближе к нему.

Тогда расчетное усилие D_max, передаваемое на колонну колесами кранов, находим по формуле:

D_max= γ_н ∙ (γ_f ∙ ψ ∙ ∑(F_ki ∙ y_i)+y_fi ∙ G_п.б.+ γ_f2 ∙ g ∙ b_m.n ∙ b_к), (2.11)

где γ_f - коэффициент надёжности для крановой нагрузки, принимаемый в соответствии с [2, п. 4.8], равен 1,1;

ψ - коэффициент сочетаний нагрузки от двух кранов, равный 0,95 для кранов с режимами работы 7К…8К;

F_ki - нормативное вертикальное давление колеса крана, определяемое по [1, прил. 2];

F_k1 = 520 кН, F_k2= 550 кН;

y_i - ордината линии влияния i-й силы F_ki;

y_fi - коэффициент надёжности но нагрузке (для постоянной нагрузки от веса подкрановой балки равен 1,05);

G_п.б - нормативный вес подкрановой балки, вычисляемый по формуле (2.12);

γ_f2 - коэффициент надёжности для временной нагрузки на тормозной площадке, γ_f2= 1,2;

g - полезная нормативная нагрузка на тормозной площадке, принимается равной 1,5 кН/м²;

b_m.n - ширина тормозной площадки, принимается равной высоте сечения нижней части колонны h_н; b_m.n = h_н =1,5 м;

b_к - шаг колонн, b_к = 12 м.

Нормативный вес подкрановой балки

G_п.б = g_п.б. ∙ b_к ∙ L/2, (2.12)

где g_п.б - расход стали на подкрановые балки на 1 м² здания, принимается по [1, прил. 5],

g_п.б =0,8 кН/м².

В этом случае

G_п.б =0,8 ∙12 ∙ 30/2=144 кН

Расчётное усилие D_max по формуле (2.11) равно:

D_max = 0,95 [1,1∙0,95∙(1,625∙520+3,34 ∙ 550)+1,05∙144+1,2∙1,5∙1,5∙12]=2836,98кН

На другой ряд колонн также будут передаваться усилия, но значительно: меньшие. Силу D_min определяем по формуле (2.11) с заменой в формуле F_ki на F_к^’, то есть на нормативные усилия, передаваемые колёсами другой стороны крана:

, (2.13)

где Q - грузоподъёмность крана (по заданию), Q = 125 т;

G_к - вес крана с тележкой [1, прил. 2], G_к = 1550 кН;

n_к - число колёс с одной стороны крана, принимают n_к = 4;

F_к^ср - среднее нормативное давление колёс крана с более нагруженной стороны.

В результате расчета по формуле

, (2.14)

получают

Тогда

Расчётное усилие D_min равно:

D_min = 0,95 (1,1 ∙ 0,95 ∙ 158,75 ∙(1,625+3,34)+1,05 ∙ 144+1,2 ∙ 1,5∙1,5∙12)=956,897 кН.

Силы D_min и D_max действуют по оси подкрановой балки и поэтому не только сжимают нижнюю часть колонны, но и передают на неё изгибающие моменты

М_max= D_max ∙е_к, (2.15)

М_min = D_min ∙ е_к, (2.16)

где е_к - расстояние от оси подкрановой балки до оси, проходящей через центр тяжести нижней части колонны, е_к= 0,5 ∙ h_н = 0,5 ∙ 1,5 = 0,75 м.

Исходя из полученных данных:

М_max =2836,98 ∙ 0,75=2127,74 кН ∙ м,

М_min =956,897 ∙ 0,75=717,67 кН ∙ м.

Горизонтальная сила от мостовых кранов

Расчетную горизонтальную силу Т, передаваемую подкрановыми балками на колонну от поперечного торможения тележки и условно приложенную в уровне уступа колонны, определяем при том же положении мостовых кранов (см. рис. 2.4) по формуле:

Т=γ_н ∙ γ_f ∙ ψ ∙ ∑(Т ∙ у_i), (2.17)

где γ_н, γ_f, ψ, у_i - то же, что и в формуле (2.11);

Т- нормативное значение горизонтальной нагрузки, передаваемое одним колесом крана, принимают согласно [2, п. 4.4] равным 0,05 суммы подъёмной силы крана и веса тележки:

Т=0,05 ∙ (9,8 ∙ Q+G_m) / n_k, (2.18)

где Q_m - вес тележки [1, прил. 2], Q_m =430 кН.

Подставив данные в (2.17) и (2.18), получаем:

Т=0,05 ∙ (9,8 ∙ 125+430)/4=20,69 кН.

Т =0,95 ∙ 1,1 ∙ 0,95 ∙ (4,965 ∙ 20,69)= 101,98 кН.

Крановые нагрузки, действующие на раму, показаны на рис. 2.4.

Ветровая нагрузка

Давление ветра на высоте 10 м над поверхностью земли, принято за нормативное значение ветрового давления w₀. так как до высоты 10 м оно остаётся постоянным. При большей высоте увеличение давления ветра учитывается соответствующими коэффициентами k.

За зданием (по направлению ветра) возникает зона пониженного давления и появляется поверхностная нагрузка q (отсос), направленная так же, как и нагрузка q_в.

Таким образом, расчетную линейную ветровую нагрузку, передаваемую на стойку рамы, определяем по формуле:

q_в= γ_н ∙ γ_f ∙ w₀ ∙ с ∙ b_k ∙ k, (2.19)

где γ_f - коэффициент надёжности по ветровой нагрузке, принимаемый в соответствии с [2, п. 6.11], равен 1,2;

w₀ - нормативное значение ветрового давления принимают в зависимости ветрового района строительства [2, табл. 5], равным 0,3 кН/м²;

с - аэродинамический коэффициент, в курсовом проектировании принимаем равным: с наветренной стороны с_е = 0,8 и с подветренной (отсос) с_е3= 0,6;

b_k - шаг колонн, b_k =6 м;

k - коэффициент, учитывающий изменение ветрового давления по высоте (значения коэффициента k приведены в [1, прил. 7]).

Подставляем все величины в формулу (2.19) и получаем:

q_в=0,95 ∙1,2 ∙0,3 ∙0,8 ∙12 ∙k=3,283 ∙ k

В таблице 2.2 приводят значения коэффициента k по высоте (по всем характерным отметкам) и соответствующие значения q_в. Промежуточные значения коэффициента k определяем интерполяцией.

Таблица 2.2

Для удобства расчета фактическую ветровую нагрузку до низа стропильной конструкции заменяют эквивалентной нагрузкой q_э, равномерно распределенной по высоте, и приблизительно (с достаточной степенью точности) вычисляем по формуле:

q_э=S_в,эп/Н_э (2.20)

где S_в,эп - площадь эпюры ветровой нагрузки (см. рис. 2.6), определяемая по формуле (2.21);

Н_э - высота эпюры, Н_э= Н_к= 19 м.

Определяем площадь эпюры S_в,эп по формуле:

, (2.21)

где q₁₀ - ветровая нагрузка на высоте h₁₀ = 10 м (по табл. 2.2), q₁₀=1,313 кН/м;

q₁ - ветровая нагрузка на уровне низа стропильной конструкции, q₁=1,756 кН/м и вычисляем:

S_в,эп =

Ветровую нагрузку на участке от низа стропильной конструкции до самой высокой точки здания заменяют сосредоточенной силой F_в приложенной в уровне низа стропильной конструкции:

, (2.22)

где q₁, q₂ - ветровое давление на уровне низа стропильной конструкции и на самой высокой точке здания соответственно (по табл. 2.2);

h - высота этого участка (см. рис. 2.6), h = 6,93 м. и вычисляем:

кН.

Нагрузки, действующие на здание с подветренной стороны, находим умножением нагрузок от активного давления ветра на отношение аэродинамических коэффициентов:

 (2.23)

кН/м

 (2.24)

Ветровая нагрузка, действующая на раму, показана на рис. 2.2.

Рис. 2.2 - К расчету ветровой нагрузки

Объем работ, необходимый для заполнения второго контрольного талона, выполнен.

3. Статический расчёт поперечной рамы

Целью статического расчёта поперечной рамы является определение максимальных усилий (изгибающих моментов, продольных и поперечных сил), необходимых для подбора сечений элементов рамы и расчёта узлов. Расчет выполняем методом перемещений. Ввиду значительной трудоёмкости точных методов расчёта рам в практике применяют приближённые способы. Это позволяет значительно упростить расчёт и получить результаты, приемлемые для практических целей.

В связи с тем, что наибольшие расчётные усилия в разных сечениях рамы зависят от разных сочетаний временных нагрузок, усилия М, N и Q определяем отдельно для каждого вида загружения.

В курсовом проекте поперечную раму рассчитывают методом перемещений с учётом действительной работы каркаса. В процессе статического расчета рамы придерживаются последующей последовательности:

. Выбирают основную систему.

. Для основной системы строят эпюры от единичных перемещений М₁| и эпюру от внешней нагрузки М_р.

. Составляют каноническое уравнение метода перемещения и находят его коэффициенты:

r₁₁ ∙ φ+r_1p=0 или r₁₁ ∙ Δ+r_1p=0.

. Решают каноническое уравнение и находят неизвестное перемещение для плоской отдельной рамы.

5. Учитывают пространственную работу каркаса (при расчёте рамы на нагрузки, приложенные не ко всем рамам)

Δ_пр= Δ ∙α_пр

6. Строят итоговые эпюры M, Q и N в сечениях рамы

M=M₁ ∙ φ+M_p или M=M₁ ∙ Δ_пр+М_р.

. Проверяют правильность построения эпюр.

При реализации этой последовательности необходимо учитывать некоторые особенности расчёта при различных воздействиях:

) при расчёте рамы на вертикальную нагрузку, приложенную к ригелю (постоянная, снеговая) для симметричных однопролётных рам с симметричными нагрузками горизонтальные смещения верхних узлов Δ = 0 и единственным неизвестным перемещением при жёстком сопряжении ригеля с колонной являются углы поворота верхних узлов рамы φ,

) при расчёте рамы на нагрузки, приложенные к стойкам, ригель рамы принимают бесконечно жёстким EJ = ∞, в этом случае углы поворота φ = 0 и единственным неизвестным перемещением является смещение верхних узлов рамы Δ.

3.1 Расчет на постоянную нагрузку

Для статического расчёта рамы необходимо знать жёсткость всех её элементов, но поскольку размеры сечений пока неизвестны, то можно воспользоваться соотношениями моментов инерции, которые обычно принимают в пределах;

J_н / J_в=5 ÷ 10,

J_р / J_н=2 ÷ 6.

В курсовом проекте принимают

J_н / J_в=5,

J_р / J_н=6.

Таким образом, приняв J_в=1, получают J_н=5, а J_р =30.

При расчёте методом перемещений за основную систему принимают раму (в соответствии с расчётной схемой, см. рис. 2.2, а), которая условно закреплена от бокового смещения, а углы - от поворота (рис. 3.1, а). Схема приложения постоянной нагрузки приведена на рис. 2.2, б.

Расстояние между центрами тяжести верхней и нижней частей колонн:

е₀=0,5 · (h_н - h_в), (3.1)

е₀=0,5 · (1,5 - 1)=0,25 м.

Тогда сосредоточенный момент от вертикальной нагрузки, действующей на ригель рамы, возникающий из-за смещения осей верхней и нижней частей колонны равен:

М= - (F_R+F₁) · е₀, (3.2)

М = - (138,25+263,75) · 0,25 = -100,5 кН · м.

При расчёте симметричной однопролётной рамы на вертикальную нагрузку (постоянная и снеговая) горизонтальное смещение узлов рамы Δ = 0, а углы поворота верхних узлов будут одинаковые, т.е. φ₁=φ₂=φ. В этом случае единственным неизвестным перемещением будет угол φ, а каноническое уравнение примет вид:

r₁₁ · φ+r_1p=0 (3.3)

где r₁₁, r_1p - коэффициенты канонического уравнения, определяют при построении эпюры от единичного неизвестного перемещения (М₁) и эпюры от данной нагрузки (М_р).

Коэффициенты для определения моментов от единичных перемещений и от нагрузки находят по [1, прил. 8]. При пользовании таблицей большую роль играет точность определения коэффициентов, которые находят интерполяцией в зависимости от параметров:

 (3.4)

α=6,11/19=0,3216; n=1/5=0,2

Таким образом, коэффициенты, для определения моментов от поворота узлов на угол φ = 1 равны:

k_A=0,9021;

k_B = -1,0399;

k_С = -0,4150.

Тогда соответствующие моменты в стойке (эпюра М₁, рис. 3.1, б):

где i - погонная жесткость стойки, равная i=Е · J_н/ Н.

Реактивный момент на опорах ригеля рамы при повороте узлов на угол φ = 1 определяют по формуле:

 (3.5)

.

После построения эпюры М₁ определяют коэффициент канонического уравнения г₁₁ как реакцию в фиктивной опоре от поворота узлов на угол φ = 1.

г₁₁ = М^риг_в - М_в, (3.6)

₁₁=7,6i - (- 1,0399· i) = 8,6399 · i

Затем находят коэффициенты для определения моментов от нагрузки:

k_A=0,3310;

k_B = -0,1636;

k_С = -0,6825;

k’_B = 1,4957;

Тогда моменты от нагрузки на стойках (эпюра М_р, рис. 3.1, в) равны:

Моменты на опорах ригеля от постоянной нагрузки находят как для защемлённой балки постоянного по длине сечения по формуле:

, (3.7)

Затем определяют свободный член канонического уравнения г_1р (эпюра М_р), как реакцию в фиктивной опоре от внешней нагрузки по формуле:

, (3.8)

г_1р = - 691,5 - 16,442 = - 707,942 кН · м,

и находят неизвестное канонического уравнения - угол поворота φ:

, (3.9)

Моменты от фактического утла поворота определяют умножением единичной эпюры моментов М₁ на φ (рис. 3.1, г):

Итоговую эпюру моментов М от постоянной нагрузки определяют суммированием эпюры М_р и эпюры моментов от фактического угла поворота М₁ · φ (эпюры М₁, умноженной на φ), рис. 3.1, д:

М_А= 73,918 - 33,266=40,652 кН м

М_В= -85,209 + 16,442= - 68,767 кН м

М^н_с= -34,005 + 68,591=34,586 кН м

^М_с^в= -34,005 - 31,909= - 65,914 кН м

М_в^риг= 622,744 - 691,5= - 68,767 кН м

Проверкой правильности построения эпюр служит:

а) равенство моментов в узле В:

М_В= М_в^риг (3.10)

68,767 кН м ≈ - 68,767 кН м;

б) равенство перепада эпюры в точке С внешнему моменту:

М_с^в - М_с^н= М (3.11)

- 65,91 - 34,59 = - 100,5 кН м

в) равенство поперечных сил верхней и нижней частей колонны (рис. 3.1, е):

Q_AC = Q_BC, (3.12)_AC=, (3.13)

_AC=кН_BC =, (3.14)

Q_BC =  кН

3.2 Расчет на вертикальную нагрузку от мостовых кранов

Расчёт производят при расположении тележки крана у левой стойки.

При расчёте рамы на нагрузки, приложенные к стойкам (крановая и ветровая) углы поворота узлов рамы будут равны 0 (φ₁= φ₂=0), так как ригель принят абсолютно жёстким, а неизвестным будет перемещение Δ. Тогда каноническое уравнение метода перемещений примет вид:

r₁₁ · Δ+r_1p=0 (3.15)

k_A= - 4,3324;

k_B = 1,942;

k_С = -0,0549;

k’_B = - 6,2744.

Тогда соответствующие моменты в левой стойке (рис. 3.2, б) равны:

где t - коэффициент, равный t = i / H = EJ_н / Н².

Моменты на правой стойке имеют те же значения, но направлены в противоположную сторону.

Опорную реакцию  в узле В стойки рамы определяют по формуле:

, (3.16)

.

Затем определяют коэффициент канонического уравнения r₁₁ (эпюра М₁) как реакцию в фиктивной опоре от смещения узлов рамы на Δ = 1 по формуле:

, (3.17)

г₁₁ = 2 · (- 0,3302 · t) = - 0,6604 · t.

Для определения моментов и реакции опор от нагрузки (эпюра М_р, рис. 3.2. в) используют те же коэффициенты, что и в расчёте рамы на постоянные нагрузки.

Моменты па левой стойке определяют умножением этих коэффициентов на максимальный изгибающий момент от крановой нагрузки М_МАХ = 2127,74 кН·м (формула (2.15)):

Опорную реакцию  определяют по формуле:

, (3.18)

Усилия на правой стойке получают аналогично, умножая коэффициенты на минимальный изгибающий момент от крановой нагрузки М_MIN = 717,67 кН·м (формула (2.16)):

Затем определяют свободный член канонического уравнения г_1р (эпюра М_р). как реакцию в фиктивной опоре от внешней нагрузки по формуле:

r_1p =, (3.19)

г_1p =167,5 - 56,5=111 кН.

Неизвестное перемещение плоской рамы определяют по формуле:

, (3.20)

.

Перемещение узлов рамы, с учётом пространственной работы каркаса, находят по формуле:

Δ_пр= Δ · α_пр, (3.21)

где α_пр - коэффициент, характеризующий пространственную работу каркаса, при крановой нагрузке α_пр ≠ 1, т.к. крановая нагрузка - местная.

Существенное влияние на коэффициент α_пр оказывает конструкция кровли. В курсовом проекте, независимо от типа покрытия принимают конструкцию кровли жёсткой. Тогда коэффициент α_пр определяют по формуле:

, (3.22)

где n_к - число колес кранов на одной нитке подкрановых балок, n_к = 8;

∑у_i - сумма ординат линии влияния (см. п. 2.2.2), ∑у_i = 4,882;

n - число рам в блоке;

a_i - расстояние между симметрично расположенными рамами относительно середины блока (a₂ - между вторыми от торцов рамами).

, (3.23)

где α₀ - определяют по таблице 3.1 в зависимости от длины здания L_зд и шага поперечных рам b_k.

Таблица 3.1

.

Тогда перемещение с учётом пространственной работы каркаса равно:

Δ_пр = 0,428 · 168,08 / t = 71,94 / t.

Изгибающие моменты от фактического перемещения узлов рамы с учётом пространственной работы определяют умножением моментов в стойках от Δ = 1 на смещение (рис. 3.2, г):

Моменты на правой стойке имеют те же значения, но направлены в противоположную сторону.

Моменты итоговой эпюры М от крановой нагрузки определяют суммированием эпюры М_р и эпюры М_1, умноженной на Δ_пр (см. рис. 3.2, д):

на левой стойке:

М^лв _А= 704,28 - 311,67= 392,61 кН м.

М^лв _В= -348,10 + 139,71= - 208,39 кН м.

М^лв_с^н= -1452,18 - 3,95= -1456,13 кН м.

М^лв_с^в= 675,56 - 3,95= 671,61 кН м.

на правой стойке:

М^пр _А= 237,55 + 311,67=549,22 кН м

М^пр _В= -117,41 - 139,71= - 257,12 кН м

М^пр_с^н= -489,81 + 3,95= -485,86 кН м

М^пр_с^в= 227,86 + 3,95= 231,81 кН м

Поперечная сила Q (рис. 3.2, е) равна разности моментов на линейном участке эпюры М, делённой на протяжённость этого участка (см. формулы (3.14) и (3.15)). На левой стойке поперечную силу принимают отрицательной, а на правой - положительной. Контролем правильности служит равенство поперечных сил на участках стойки

на левой:

на правой:

Объем работ, необходимый для заполнения третьего контрольного талона, выполнен.

4. Определение расчетных усилий для расчёта колонн и фермы (ригеля)

.1 Составление основных комбинаций усилий

Результаты автоматизированного статического расчёта поперечной рамы, полученные в случае успешного выполнения 3-го этапа проектирования, необходимо проанализировать и найти наиболее невыгодные сочетания изгибающих моментов и нормальных сил от каждой из расчетных нагрузок в каждом сечении (рис. 4.1).

Рис. 4.1 - Расчетная схема поперечной рамы.

Для определения усилий в стержнях стропильной фермы, подбора сечений колонн и расчёта узлов рамы составляют следующие сочетания усилий:

1) +М_МАХ, N_соотв. 2) - М_МАХ, N_соотв.

3) N_MAX, + М_соотв. 4) N_МАХ, - М_соотв.

Также кроме усилий М и N для сечений 1-1 и 4-4 определяют значения поперечной силы Q_МАХ, которая необходима для расчёта раскосной решётки подкрановой части колонны и определения распора, действующего на стропильную ферму.

Комбинации усилий составляют для основных сечений левой колонны, при этом учитывают самые неблагоприятные усилия, например, если момент на правой стойке от крана больше момента на левой стойке, то учитывают момент с большим значением. Также поступают и при учёте усилий от ветрового давления, т.к. нагрузка от ветра может быть приложена с разных сторон рамы.

Составление комбинаций усилий рекомендуется приводить в табличной форме (табл. 4.1).

Таблица 4.1 - Расчетные усилия в сечениях левой стойки рамы (изгибающие моменты в кН·м, нормальные и поперечные силы в кН)

4.2 Определение усилий в опорных сечениях фермы

В стропильных фермах жёстко соединённых с колоннами возникают распор Н_р (продольная сила в ригеле), а также опорные моменты М₁ и М₂, (рис. 4.2).

Рис. 4.2 - Схема приложения опорных моментов и распора рамы

Значение опорного момента М₁ (для левой опоры) берут из таблицы расчетных усилий колонны для сечения 1-1 (табл. 4.1), а опорный момент М₂, для правой опоры определяют при той же комбинации нагрузок.

Опорные моменты:

1-ая комбинация:

на левой стойке

М₁^1лв = -68,75 -121,92 -231,39 -107,36 -107,64 = - 637,06 кН·м;

на правой стойке (№ нагрузок - 1, 3, 5, 9, 13)

М₂^1пр = -68,75 -121,92 -187,47 -77,48 +101,03 = -354,59 кН·м.

-ая комбинация (без снеговой нагрузки):

на левой стойке

М₁^2лв = -637,06 - (-121,92) = -515,14 кН·м;

на правой стойке

М₂^2пр = -354,59 - (-121,92) = -232,67 кН·м.

Распор рамы:

1-ая комбинация:

усилие на левой стойке определяют по формуле:

, (4.1)

где Q_max^лв - поперечная сила в сечении 1-1 на левой стойке (№ нагрузок - 1, 3, 5, 9, 13), кН;

F_в - сосредоточенная сила от ветровой нагрузки (см. п. 2.2.4.), F_в =15,198 кН

ψ - коэффициент сочетания нагрузок, ψ = 0,9.

Н_р^1лв = -176,16 - 15,198 · 0,9 = - 189,84 кН.

Усилие на правой стойке определяют по формуле:

, (4.2)

где Q_max^пр - поперечная сила в сечении 1-1 на правой стойке (№ нагрузок - 1, 3, 7, 11, 15), кН;

F’_в - сосредоточенная сила от ветровой нагрузки (отсос), F’_в =11,4 кН

Н_р^1пр = -104,58 + 11,4 · 0,9 = - 94,32 кН;

-ая комбинация (без снеговой нагрузки):

на левой стойке

Н_р^2лв = -189,84 - (-8,62) = -181,22 кН;

на правой стойке

Н_р^2пр = -94,32 - (-8,62) = -85,7 кН.

5. Расчёт стропильной конструкции

стропильный промышленный здание рама

5.1 Сбор нагрузок

Основными нагрузками при расчёте стропильных ферм являются:

) постоянные - собственный вес кровли, связей по покрытию, фермы и фонаря;

) временные - вес снегового покрова.

5.1.1 Постоянные нагрузки

Постоянные нагрузки от кровли, стропильных ферм, связей по покрытию и фонарей принимают равномерно распределёнными. Нагрузки от бортовых стенок фонаря и остекления учитывают в виде сосредоточенных сил, приложенных в узлах опирания крайних стоек фонаря.

Нагрузку от покрытия определяют без учёта веса фонаря, т.к. его учитывают в местах фактического опирания на ферму, по формуле:

, (5.1)

где g_кр - расчётная постоянная нагрузка от веса покрытия (см. табл. 2.1),

g_кр = 0,8085 кН/м²;

γ_f - коэффициент надёжности по нагрузке, γ_f =1,05;

g_фн - вес фонаря, в курсовом проекте принимают g_фн = 0,15 кН/м²;

b_ф - шаг ферм, b_ф = 12 м.

g_кр =(0,8085 -1,05 · 0,15) · 0,95 · 12 = 7,42 кН/м².

Нагрузку от веса фонаря на погонный метр определяют по формуле

, (5.2)

где g_фн - вес каркаса фонаря на единицу площади горизонтальной проекции фонаря,

g_фн =0,1 кН/м²;

g_фн = 0,1 · 0,95 · 12 = 1,14 кН/м.

Нагрузку от бортовой стенки и остекления определяют по формуле

, (5.3)

где g_б.с. - вес бортовой стенки и остекления на единицу длины стенки, g_б.с ⁼ 2 кН/м;

Р_б.с. =2 · 0,95 · 12 = 22,8 кН.

Затем подсчитывают расчетные сосредоточенные в узлах фермы силы от постоянной нагрузки. Количество узловых сил F₁ зависит от пролета. В симметричных фермах рассматривают только её половину. Силу F₀ в расчёте фермы не учитывают, т.к. она приложена к колонне.

Значение узловой силы F₁ определяют по формуле

F₁ = q_кр · d, (5.4)

где d - ширина грузовой площади, равная ширине панели верхнего пояса, d= 3 м.

F₁=7,42 · 3 = 22,26 кН.

Сила F₂ включает в себя вес покрытия, фонаря и бортовой стенки

 (5.5)

Сила F₃ состоит из веса покрытия и фонаря с ширины грузовой площади равной 1,5 · d:

, (5.6)

кН.

Опорные реакции фермы как балки на двух опорах равны сумме всех узловых сил, т.е.

F_Aq = F_Bq = 2F₁ + F₂ + F₃, (5.7)

F_Aq = F_Bq = 2 · 22,26 + 46,77 + 38,52 = 129,81 кН.

Снеговая нагрузка

Для промышленных зданий с фонарём рассматривают два варианта загружения снегом (рис. 5.1).

Рис. 5.1 - К определению снеговой нагрузки

В большинстве случаев наибольшие усилия в поясах и раскосах ферм получают при загружении по первому варианту. Второй вариант является определяющим для плит, настилов, прогонов и стоек ферм, расположенных в местах повышенных снеговых нагрузок. Кроме того, при втором варианте в средних раскосах ферм может измениться знак усилия и слабонагруженные растянутые раскосы, имеющие большую гибкость, могут оказаться сжатыми.

Расчётные значения снеговой нагрузки на погонный метр фермы определяют по формуле

, (5.8)

где s₀ - нормативное значение веса снегового покрова на 1 м² горизонтальной поверхности земли, зависит от района строительства и принимается в соответствии с [2, табл. 4] или по [1, прил. 6], s₀ = 1 кН/м²;

b_ф - шаг ферм, b_ф = 12 м.

- коэффициент надёжности по снеговой нагрузке, принимают в зависимости от отношения нормативного веса покрытия g(см. табл. 2.1) к нормативному весу сне - гового покрова s₀ всоответствии с [2, п. 5.7], при > 0,8 равным  = 1,6 и пр

< 0,8 - = 1,6; т.е. ==0,62<0,8 =>  = 1,6;

μ - коэффициент перехода от снеговой нагрузки на земле к нагрузке на 1 м² покрытия, учитывает неравномерность распределения снега по покрытию, возможность образования снеговых мешков и зависит от конфигурации кровли, определяют по [2, прил. 3] или для схем загружения на рис. 5.2. по формуле:

, (5.9)

Величину S_ф принимают равной высоте фонаря, но не более b, т.е. S_ф = 4,5 м; при этом значения коэффициента μ не должны превышать:

,5 при  > 1,5 кН/м²;

при < 1,5 кН/м².

Таким образом

Расчётные значения снеговой нагрузки (рис. 5.3) равны

Р₁=0,95 · 1,6 · 1 · 12 · 0,8=14,59 кН/м.

Р₂=0,95 · 1,6 · 1 · 12 · 1,13=20,61 кН/м.

Р₃=0,95 · 1,6 · 1 · 12 · 2,33=42,5 кН/м.

Р₄=0,95 · 1,6 · 1 · 12 · 1,0 =18,24 кН/м.

Затем подсчитывают сосредоточенные в узлах фермы силы.

1-й вариант снеговой нагрузки:

Значение узловой силы F_1p (количество этих сил зависит от пролёта) определяют по формуле:

F_1p = P₂ · d, (5.10)

F_1p = 20,61 · 3 = 61,83 кН.

Силу F_2p вычисляют по формуле:

F_2p = P₂ ·  + P₁ ·  (5.11)

F_2p = 20,61 · + 14,59 ·  = 52,81 кН.

Аналогично F_3p равна:

F_3p =14,59 ·  · 3 = 65,66 кН.

Опорные реакции фермы от снеговой нагрузки определяют также суммированием узловых сил, т.е.

F_Aq = F_Bq = 2F_1p + F_2p + F_3p, (5.13)

F_Aq = F_Bq = 2 · 61,83 + 52,81 + 65,66 = 242,13 кН.

2-й вариант снеговой нагрузки:

Значение узловой силы , (количество их зависит от пролёта) определяют но формуле:

= P₄ · d, (5.14)

=18,24 · 3 = 63,75 кН

Силу  вычисляют по формуле:

= P₃ · , (5.15)

= 42,5 · 3 = 127,5 кН

Силу  вычисляют по формуле:

= P₃ · , (5.16)

= 42,5 · 1,5 = 63,75 кН

Опорные реакции фермы равны:

 (5.17)

F^’_Aq = F^’_Bq =63,75 +54,72 +127,5=245,97 кН

6. Расчёт и подбор сечений стержней фермы

.1 Составление комбинаций расчётных усилий в стержнях фермы

Для определения расчётных усилий в стержнях фермы составляют таблицу усилий от постоянных и временных нагрузок, от распора рамы и от опорных моментов.

Узлы сопряжения ферм с колонной выполняют, как правило, на болтах и имеют

определённую податливость; в процессе эксплуатации может произойти ослабление соединений и степень защемления фермы на опоре уменьшится. Кроме этого, опорные моменты и распор рамы определяют с учётом всех нагрузок (постоянных. снеговых, крановых и ветровых), которых может и не быть. Поэтому разгружающее влияние опорных моментов и распора рамы обычно не учитывают.

Если усилия в рассматриваемом стержне от распора рамы, опорных моментов и вертикальной нагрузки имеют одинаковые знаки, то принимают их сумму.

Если знаки усилий разные и усилия от распора рамы и моментов меньше по абсолютному значению усилий от вертикальной нагрузки, то за расчётные берут усилия только от вертикальной нагрузки.

Если же усилия имеют разные знаки, и усилия от распора и моментов больше усилий от вертикальной нагрузки, то стержень должен быть проверен и на их алгебраическую сумму.

Для определения расчётных усилий в стержнях фермы составляют неблагоприятные комбинации усилий. За расчётные усилия принимают наибольшие сжимающие и растягивающие усилия. Результаты сводят в табл 6.1.

Таблица 6.1 - Расчетные усилия в стержнях фермы

6.2 Расчётные длины и предельные гибкости стержней фермы

Устойчивость стержней определяется их гибкостью λ, которая зависит от расчётной длины стержней. Расчётные длины стержней определяют в плоскости фермы и из плоскости.

Расчётные длины стержней в плоскости фермы l_x принимают равными их геометрической длине l, за исключением промежуточных раскосов и стоек, примыкающих к нижнему поясу фермы, расчётные длины которых принимают равными 0,8·l. Для опорных раскосов принимают l_x = l, т.к. растянутый нижний пояс подходит только с одной стороны к узлу и не обеспечивает его защемления.

Расчётные длины стержней поясов из плоскости фермы l_y принимают равными расстоянию между точками закрепления стержней связями или элементами покрытия от смещения из плоскости фермы. Раскосы и стойки имеют расчётную длину из плоскости l_y равную их геометрической длине.

Гибкости стержней λ не должны превышать значений предельных гибкостей [λ], установленных по [3, табл. 19* и 20*] в зависимости от напряженно-деформированного состояния и назначения стержней (табл. 6.2).

Таблица 6.2

6.3 Подбор сечений стержней фермы

Марку стали, для всех элементов фермы принимают по выбору в соответствии с [1, прил. 11] при толщине проката 11-20 мм.

Сечения поясов принимают в виде тавра с параллельными гранями полок типа ШТ. по [1, прил. 12, табл. 1]. Сечения элементов решётки - из двух равнополочных уголков [1, прил. 12. табл. 2], кроме опорных раскосов, сечение которых принимают в виде двух неравнополочных уголков [1, прил. 12. табл. 3], соединённых узкими полками вместе.

Подбор сечений выполняют в зависимости от напряжённо-деформированного состояния стержней.

Растянутые стержни

Из условия прочности вычисляют требуемую площадь сечения по формуле:

, (6.1)

где N - усилие в стержне (см. табл. 6.1), кН;

R - расчетное сопротивление стали, 24 кН/см²;

γ_с - коэффициент условий работы, для растянутых стержней, γ_с =0,95.

По сортаменту выбирают профиль, удовлетворяющий условию

А_факт > A_тр, (6.2)

И выписывают геометрические характеристики (А, i_x, i_y).

Зная расчётные длины l_x, l_y и радиусы инерции i_x, i_y находят гибкости стержней в плоскости λ_x и из плоскости фермы λ_y и сравнивают их с предельно допустимой гибкостью [λ], значения которой приведены в таблице 6.2. Если выполняется условие

, (6.3)

то производят проверку принятого сечения на прочность по формуле

, (6.4)

Cжатые стержни

Из условия устойчивости вычисляют требуемую площадь сечения по формуле

, (6.5)

где φ - коэффициент продольного изгиба, при предварительном подборе принимают φ = 0,4 - 0,7;

γ_c - коэффициент условий работы, для сжатых стержней верхнего пояса и опорных раскосов γ_c = 0,95, а для стоек и промежуточных сжатых раскосов γ_c = 0,8.

По сортаменту выбирают профиль, удовлетворяющий условию (6.2) и выписывают геометрические характеристики (i_x, i_y).

Находят гибкости стержней в плоскости λ_x и из плоскости фермы λ_y и сравнивают их с предельно допустимой гибкостью [λ]. При выполнении условия (6.3), по максимальной гибкости определяют коэффициент продольного изгиба φ по [1, прил. 13] и сравнивают с принятым ранее, при расхождении более чем на 0,1 делают перерасчёт.

Из условия устойчивости производят проверку принятого сечения по формуле

, (6.6)

Результаты расчётов по подбору сечений стержней фермы сводят в таблицу 6.3.

Из условия обеспечения необходимой жёсткости при монтаже и перевозке принимают уголки с полками более 50 мм.

В целях экономии стали, сечение поясов следует изменять. В верхнем поясе изменяют сечение в четвёртом узле, принимая, первый стержень таким же, как два последующих; в нижнем поясе - во втором узле.

Таблица 6.3 - Подбор и проверка сечений стержней ферм

Элемент            № стержня           Расчетное усилие, кН      Сечение               Площадь А, см²   ,

6.4 Расчёт сварных швов

Для сварки узлов фермы применяют полуавтоматическую сварку проволокой Св-08Г2С d=1,4-2 мм.

В соответствии с [3, п. 12.8] назначают максимальный катет шва k, который не должен быть более 1,2·t, где t - наименьшая толщина соединяемых элементов, k=0,75 см.

Предварительно определяют, какая из проверок - по металлу шва или по металлу границы сплавления - будет иметь решающее значение, для этого сравнивают произведения меньшее из них и будет иметь решающее значение.

 и , (6.7)

По [1, прил. 14] в зависимости от k определяют коэффициенты глубины проплавления угловых сварных швов по металлу шва = 0,9 и по металлу границы сплавления  =1,05.

Коэффициенты условий работы сварного соединения , и  принимают равными 1.

Для проволоки Св-08Г2С по [3, табл. 56] =215 МПа, а  определяют по формуле

=0,45 ·  (6.8)

где  - нормативное сопротивление стали разрыву, принимается по [3, прил. 11], в

зависимости от принятой марки стали,  =370 МПа.

= 0,45 · 370 = 166,5 МПа

По условию (6.7) получают

= 0,9 · 215 · 1=193,5 > = 1,05 · 166,5 · 1 = 174,8кН/см²

Следовательно, несущая способность швов определяется прочностью по границе сплавления ()_min =174.8 МПа = 17,48 кН/см².

Необходимую длину швов определяют по формуле

, (6.9)

где N - расчётное усилие в стержне, причём для равнополочных уголков на обушок приходится 0,7·N, а на перо 0,3·N; соответственно для неравнополочных уголков 0,75·N и 0,25·N.

Необходимо также учитывать, что расчётная длина углового сварного шва должна быть не менее 4·k_ш и не менее 40 мм [3, п. 12.8, в].

Расчет швов приведен в таблице 6.4.

Таблица 6.4

7. Расчёт и подбор сечений внецентренно-сжатой ступенчатой колонны

В каркасах одноэтажных промышленных зданий колонны работают на сжатие с изгибом. Расчётные усилия в колонне М, N и Q определяют по результатам статического расчёта рам. Сечение ступенчатых колонн подбирают отдельно для верхней и нижней частей по составленным комбинациям расчетных усилий, для этого необходимо определить расчетные длины верхней и нижней частей колонны.

.1 Определение расчётных длин колонны

Расчётные длины колонн в плоскости рамы

Расчётная длина колонны в плоскости рамы зависит от формы потери устойчивости. В одноэтажных промышленных зданиях с жёстко защемлённым ригелем считают, что верхний конец стойки закреплен только от поворота, в этом случае обе колонны могут одновременно потерять устойчивость.

Для нижней части колонны расчётную длину l_x1 определяют но формуле

, (7.1)

а для верхней части l_x2 - по формуле

, (7.2)

где  - коэффициенты расчётной длины нижнего и верхнего участков колонны;

 - длины нижнего и верхнего участка колонны, т.е. = Н_н и  = Н_в.

Для колонн однопролётных рам с жёстким сопряжением ригеля, коэффициенты и  в большинстве случаев принимают равными:

= 2 и = 3,

если выполняются следующие условия:

  и  (7.3)

где  - моменты инерции нижнего и верхнего участков колонны (см. п. 3.1),

,;

N₁, N₂ - наибольшие значения продольной силы в нижней и верхней частях колонны (см. табл. 4.1, сечения 4 - 4 и 1 - 1 соответственно), т.е. N₁ = - 3471,78 кН, N₂ = - 353,71 кН.

,

т.к. условия выполняются, то коэффициенты μ равны:

= 2 и = 3.

Расчетные длины колонны по формулам (7.1) и (7.2) равны

Расчётные длины колонн из плоскости рамы

Расчетные длины частей колонны из плоскости рамы принимают равными расстоянию между точками закрепления колонны продольными конструкциями.

Вдоль здания колонны раскрепляют распорками по верху и подкрановыми балками по середине. Поэтому расчётная длина из плоскости рамы для верхней части l_y2 равна расстоянию от верха колонны до верхнего пояса подкрановой балки, т.е.

, (7.4)

а для нижней части - расстоянию от низа подкрановой балки до низа опорной плиты колонны (если нет дополнительных распорок), т.е.

 (7.5)

.2 Подбор сечения верхней части колонны

Определение требуемой площади сечения

Для верхней части ступенчатых колонн применяют симметричные двутавровые сечения: прокатные типа Ш с параллельными гранями полок или сварные составные двутавры.

Подбор сечения верхней части в виде сварного составного двутавра начинают с определения требуемой площади сечения из условия общей устойчивости по формуле

, (7.6)

где N - наибольшее значение продольной силы в верхней части колонны (см. табл. 4.1, сеч. 1-1), N = -353,71 кН;

 - коэффициент снижения расчетного сопротивления при внецентренном сжатии, определяют по [1, прил. 16] в зависимости от  и m_x1;

R - расчётное сопротивление [1, прил. 11], при марке стали Вст3кп2-1 толщиной до 20 мм R = 220 МПa = 22 кН/см²;

 - коэффициент условий работы принимают равным 1.

Для определения  необходимо найти значение условной гибкости , по формуле

, (7.7)

где l_x2 -расчётная длина верхней части колонны, l_x2 = 18,33 м == 1833 см;

i_x - радиус инерции в плоскости рамы, для симметричных двутавров принимаемый равным 0,42·h_в, где h_в - высота сечения верхней части колонны, назначенная при компоновке поперечной рамы и равная 1 м, т.е. i_x = 0,42 · 1 = 0,42 м = 42 см;

Е - модуль упругости стали, Е = 2,06 ·10 кН/см².

.

Также необходимо определить значение приведённого относительного эксцентриситета m_x1 по формуле

, (7.8)

где  - коэффициент влияния формы сечения, определяют по [1, прил. 17] в зависимости от  и величины относительного эксцентриситета m_x при отношении ;

m_x - относительный эксцентриситет, определяют по формуле

, (7.9)

где е_х - эксцентриситет, равный отношению расчетных усилий М и N в сечении 1-1;

 - ядровое расстояние, принимают равным 0,35·h_в, т.е. =0,35·1 = 0,35 м;

М, N - расчётные усилия в сечении 1 - 1, N = -353,71 кН; М = -637,06 кН·м.

Тогда коэффициент влияния формы сечения  в соответствии с [1, прил. 17] определяют по формуле:

, (7.10)

Приведённый относительный эксцентриситет m_x1 по формуле (7.8) равен m_x1 = 1,37 · 5,15 = 7,06.

По параметрам = 1,43 и m_x1 = 7,06 по [1, прил. 16] определяют = 0,1827

Подставляют найденное значение  в формулу (7.6):

см².

Компоновка сечения

Сечение верхней части колонны компонуют с учётом сортамента на листовую сталь. Требуемую площадь А_тр необходимо распределить наиболее выгодным образом между стенкой и полками, обеспечивая устойчивость элементов сечения.

Толщиной полок t_п задаются в пределах 1,2 - 1,6 см в зависимости от значения продольной силы N. t_п = 1,2 см.

Высоту стенки определяют по формуле

, (7.11)

h_ст =100-2*1,2=97,6 см.

Толщину стенки t_ст назначают из условия местной устойчивости стенки. Предельная условная гибкость стенки  определяется по [3, табл. 27*] в зависимости от m_x и .

При 1 < m_x< 10 и < 2

[λ_ст]=1,3+0,15*1,43²=1,61

Итак, требуемая толщина стенки из условия местной устойчивости равна

Так как толщина стенки по условию местной устойчивости получается слишком большой и вследствие этого не экономичной, то t_ст назначают из условия:

 (7.12)

Таким образом, принимают t_ст = 0,8 см и расчёт ведут с учетом закритической работы стенки, включая в расчётную площадь сечения 2 крайних участка стенки с шириной каждого

Ширину полок назначают исходя из следующих условий:

) общей устойчивости по определенной ранее требуемой площади всего сечения

, (7.13)

;

) устойчивости верхней части колонны из плоскости действия момента

 (7.14)

 см;

) из условия местной устойчивости полки

 (7.15)

С учётом обеспечения всех условий и в соответствии с сортаментом на листовую сталь принимают b_п = 24 см.

Сечение верхней части колонны показано на рис. 7.1.

Рис. 7.1 - Сечение верхней части колонны

Расчёт геометрических характеристик сечения

Полную площадь сечения рассчитывают по формуле

 (7.16)

Момент инерции:

относительно оси х - х вычисляют по формуле:

 (7.17)

относительно оси у - у:

 (7.18)

Далее рассчитывают момент сопротивления:

 (7.19)

Затем определяют радиус инерции:

относительно оси х - х:

, (7.20)

относительно оси у - у:

, (7.21)

Ядровое расстояние рассчитывают следующим образом:

, (7.22)

Проверка устойчивости в плоскости действия момента

Проверку устойчивости сплошных колонн в плоскости действия момента выполняют по формуле:

. (7.23)

Для этого необходимо определить значение коэффициента  с учётом фактических геометрических характеристик по формулам (7.9), (7.10) и (7.11) как описывалось в п. 7.2.1.:

Тогда предельная гибкость стенки составит:

Ширина крайних устойчивых участков стенки определяется по формуле (см. п. 7.2.2):

Расчетная площадь сечения с учетом только устойчивой части стенки равна:

и тогда

Для определения коэффициента влияния формы сечения η необходимо знать отношение:

, (7.24)

Тогда в соответствии с [1, прил. 17] коэффициент влияния формы сечения η= 1,2, а

По параметрам 1,5 и  по [1, прил. 16] определяют =0,1888

Подставляют найденное значение  в формулу (7.23):

, (7.25)

Проверка устойчивости из плоскости действия момента

Проверку устойчивости сплошных колонн из плоскости действия момента выполняют по формуле

, (7.26)

где  - коэффициент продольного изгиба, определяют как для центрально-сжатого стержня в зависимости от гибкости  по [1, прил. 13], т.о. =0,3872;

с - коэффициент, учитывающий влияние момента, действующего в плоскости рамы, и зависящий от величины  [3, п. 5.31];

А - площадь сечения, А=89,52см².

Для определения коэффициента с необходимо определить значение относительного эксцентриситета  по формуле:

, (7.27)

где  - максимальный момент в пределах средней трети длины стержня, при распределении моментов определяют по формуле (7.28).

, (7.28)

По найденному значению момента вычисляют по формуле (7.27) величину m_x:

При значениях относительного эксцентриситета m_x  5 коэффициент с находят по формуле:

 (7.29)

где  - коэффициент, определяемый по формуле 0,65+0,05·3,45=0,823;

 - коэффициент, равный 1 при и определяемый по формуле  при .

Коэффициент продольного изгиба зависит от значения гибкости :

, (7.30)

При гибкости  коэффициент =0,598 по [1, прил. 13].

;

тогда коэффициент с₅ равен

;

Так как , то в расчетное сечение включают только устойчивую часть стенки, т.е. А=135,68см².

Подставляют найденные значения в формулу (7.26) и выполняем проверку устойчивости из плоскости действия момента:

.3 Подбор сечения нижней части колонны

Нижнюю часть колонны при высоте сечения более 1 м (h_н=1,5 м) проектируют сквозной, состоящей из двух ветвей, соединенных между собой соединительной решеткой (раскосами). Для колонн однопролетных зданий чаще всего применяют несимметричное сечение с наружной ветвью в виде составного швеллера - для удобства крепления стенового ограждения, и подкрановой ветвью в виде прокатного двутавра (см. рис. 7.3).

Рис. 7.3 - Сечение нижней части колонны

Сквозная колонна работает как ферма с параллельными поясами. От действующих усилий N и М в ветвях колонны возникают только продольные усилия сжатия, а поперечную силу Q, воспринимают элементы соединительной решётки.

Значения М и N принимают по таблице 4.1. Комбинации усилий должны давать наибольшие усилия в ветвях. Для расчёта подкрановой ветви принимают комбинацию с наибольшим отрицательным моментом (сечение 3-3):

М₁ = -1629,21 кН·м и N₁ = -3238,99 кН.

Для расчёта наружной ветви принимают комбинацию с наибольшим положительным моментом (сечение 4-4):

М₂ = +1181,38 кН·м и N₂= -3471,78 кН,

Несущая способность колонны может быть исчерпана в результате:

) потери устойчивости какой-либо ветви (в плоскости или из плоскости рамы);

) потери устойчивости колонны в плоскости действия момента в предположении, что она работает как единый стержень.

Определение усилия и подбор сечения ветвей

Заранее положение центра тяжести сечения колонны неизвестно, но предварительно его можно определить, в предположении, что площади ветвей пропорциональны усилиям в них, по формуле

, (7.31)

где у₁ - расстояние от центра тяжести сечения до центра тяжести подкрановой ветви;

h₀ - расстояние между центрами тяжести ветвей, определяют по формуле ; предварительно принимают z₀ = 5 см => h₀= 150 - 5 = 145 см.

.

Тогда расстояние от центра тяжести швеллера до центра тяжести сечения равно:

, (7.32)

Усилия в ветвях определяют по формулам:

-      в подкрановой ветви

, (7.33)

-      в наружной ветви

, (7.34)

Из условия устойчивости находят требуемую площадь ветвей как для центрально-сжатых стержней и подбирают для подкрановой ветви по сортаменту сечение в виде прокатного двутавра типа Б, а для наружной ветви сечение компонуют из листовой стали:

, (7.35)

где  - коэффициент продольного изгиба, предварительно принимают равным в пределах 0,8-0,85, =0,85;

R - расчётное сопротивление, при марке стали С235 для фасонного проката толщиной до 20 мм R = 230 МПа = 23 кН/см²;

- коэффициент условий работы, принимают равным 1.

В соответствии с сортаментом [1, прил. 12, табл. 1] подбирают двутавр 70Б1. Основные геометрические характеристики двутавра: А_в1 = 162 см²; J_x1 = 4550 см⁴; i_x1 = 4,88 см; i_y1 = 27,9 см.

Для наружной ветви:

, (7.36)

где  - коэффициент продольного изгиба, предварительно принимают равным в пределах 0,8-0,85, =0,8;

R - расчётное сопротивление, при марке стали С235 для листового проката толщиной до 20 мм R = 220 МПа = 22 кН/см²;

- коэффициент условий работы, принимают равным 1.

Для удобства прикрепления элементов решетки просвет между внутренними гранями полок швеллера принимают таким же, как в подкрановой ветви, т.е.

Толщину стенки швеллера t_ст для удобства её соединения встык с надкрановой частью колонны принимают равной толщине полки t_п = 1,2 см. Высоту стенки назначают из условия размещения сварных швов h_ст = 700 мм.

Требуемую площадь полок определяют по формуле:

 (7.37)

.

Условие местной устойчивости по [3, табл. 29*]:

 (7.38)

где  - условная гибкость, принимается предварительно =1,2;

Таким образом, назначают b_n = 22 см, t_п = 1,4 см, следовательно, А_п = 30,8 см².

Затем вычисляют геометрические характеристики наружной ветви. Для этого сначала находим полную площадь сечения по формуле:

 (7.39)

.

Далее определяем расстояние от наружной грани швеллера до оси, проходящей через центр тяжести швеллера:

 (7.40)

Момент инерции

-      относительно оси х₂ - х₂ рассчитывают по формуле:

 (7.41)

-      относительно оси у - у по формуле:

 (7.42)

.

После этого вычисляем радиус инерции:

-      относительно оси х₂ - х₂

 (7.43)

.

-      относительно оси у - у

 (7.44)

.

Заканчивается расчет уточнением положения центра тяжести сечения колонны при h₀ = h_н - z₀ = 150 - 5,5 = 145,5 см по формуле:

 (7.45)

.

Отличие от первоначальных принятых размеров значительно, поэтому уточняют усилия в ветвях по формулам (7.33) и (7.34):

,

.

Проверка устойчивости ветвей

Проверку устойчивости ветвей в плоскости и из плоскости рамы выполняют по формуле:

 (7.46)

где  - расчётная продольная сила в i - ветви;

 - площадь сечения i - ветви;

 - коэффициент продольного изгиба, определяют по [1, прил. 13] по действительной гибкости ветви (в плоскости рамы-; из плоскости-);

R - расчётное сопротивление, для подкрановой ветви R = 23 кН/см², для наружной -

R = 22 кН/см².

Проверка устойчивости ветвей из плоскости рамы выполняется для подкрановой ветви таким образом. Сначала определяется гибкость ветви:

, из чего следует, что.

Затем проверяют устойчивость:

Для наружной ветви проверка делается аналогично:

, из чего следует, что.

Итак, устойчивость ветвей из плоскости рамы обеспечена.

Для проверки устойчивости ветвей в плоскости рамы сначала из условия равноустойчивости подкрановой ветви в плоскости и из плоскости рамы определяют требуемое расстояние между узлами решетки (расчетную длину ветвей в плоскости рамы):

.

Разделив нижнюю часть колонны на целое число панелей, принимают =240 см.

Устойчивость ветвей в плоскости рамы проверяют относительно осей х₁ - х₁ и

х₂ - х₂:

-      подкрановая ветвь:

-      наружная ветвь:

.

Следовательно, устойчивость ветвей в плоскости рамы обеспечена.

Расчёт соединительной решётки нижней части колонны

Элементы решетки проектируют из равнополочных уголков и рассчитывают на поперечную силу, равную большей из величин: Q_max = -129,57 кН или Q_усл. Условную поперечную силу определяют по формуле:

 (7.47)

где R - расчётное сопротивление, для элементов решётки (фасонный прокат из стали C235) R = 23 кН/см².

Так как Q_max = 129,57 кН > Q_усл =72,56 кН, то расчёт решётки проводят на

Q_max = 129,57 кН.

Усилие сжатия в раскосе определяют по формуле:

 (7.48)

где  - синус угла наклона раскоса, определяют по формуле:

 (7.49)

Задаемся гибкостью раскоса  [1, прил. 13], и находим требуемую площадь раскоса по формуле:

, (7.50)

где  - коэффициент условий работы,  = 0,75 (сжатый уголок, прикреплённый одной полкой);

По сортаменту принимают сечение уголка 90 х 7 и выписывают его геометрические характеристики: А_р = 12,3 см², i_у0 = 1,78 см. Гибкость раскоса равна:

Напряжения в раскосе

, (7.51)

Следовательно, устойчивость раскоса обеспечена.

Проверка устойчивости нижней части колонны как единого стержня в плоскости действия момента

Для проверки устойчивости нижней части колонны как единого стержня в плоскости действия момента вычисляют геометрические характеристики всего сечения колонны.

В первую очередь определяют площадь всего сечения по формуле:

 (7.52)

А = 145,6 + 162= 307,6 см.

Затем - момент инерции относительно оси х-х:

 (7.53)

и радиус инерции относительно оси х-х:

 (7.54)

Далее находят гибкость нижней части колонны по формуле:

 (7.55)

и приведённую гибкость по формуле

 (7.56)

где - коэффициент, зависящий от угла наклона раскосов, определяют по формуле:

 (7.57)

Условную приведённую гибкость вычисляют по формуле:

 (7.58)

Проверку устойчивости сквозной колонны выполняют для двух расчётных комбинаций усилий:

1. Догружающая подкрановую ветвь (сечение 3-3):

М₁ = - 1629,21 кН·м и N₁ = - 3238,99 кН.

По этим усилиям вычисляют значение относительного эксцентриситета m по формуле:

 (7.59)

.

По [1, прил. 19] определяют значение коэффициента  в зависимости от параметров  и ,.

Устойчивость сечения проверяют но формуле:

, (7.60)

2. Догружающая наружную ветвь (сечение 4-4):

М₂ = + 1481,38 кН·м и N₂ = - 3471,78 кН.

Вычисляют значение относительного эксцентриситета m по формуле:

, (7.61)

По [1, прил. 19] определяют значение коэффициента  в зависимости от параметров  и ,.

Устойчивость сечения проверяют по формуле (7.60):

Следовательно, устойчивость нижней части колонны как единого стержня в плоскости действия момента обеспечена.

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

7.4 Расчет и конструирование узла сопряжения верхней и нижней частей колонны

Для передачи усилий от верхней части колонны и подкрановых балок на нижнюю часть в месте уступа колонны устраивают траверсу. Конструктивное решение узла сопряжения верхней и нижней частей колонны приведено на рис. 7.4.

Рис. 7.4 - К расчету узла сопряжения верхней и нижней частей колонны

Расчет производят по комбинациям усилий, дающим в сечении 2-2 наибольшие положительный и отрицательные моменты (см. табл. 4.1):

1)      М₁=+813,45кНм и N₁=-402кН

2)      М₂=-142,89кНм и N₂= -641,4кН

Проверка прочности стыкового шва, крепящего верхнюю часть колонны к траверсе

Прочность стыкового шва (Ш1) проверяют по нормальным напряжениям в крайних точках сечения верхней части колонны для двух комбинаций усилий по формуле:

 (7.62)

где N_i и M_i - продольная сила и изгибающий момент i-комбинации усилий;

А₀ - площадь шва, равная площади сечения верхней части колонны, А₀ = 135,68см²;

W_x - момент сопротивления верхней части колонны, W_x =4360,8см³;

R^ст_(сж,р) - расчетное сопротивление стыкового шва, примарке стали С235 при сжатии

R^ст_сж = R = 22кН/см² и растяжении R^ст_р = 0,85R = 0,85*22=18,7кН/см² (т.е. сварка ручная с визуальным контролем качества шва);

± - знак «+» при определении напряжения для наружной полки, знак «-» - для внутренней.

Для 1-й комбинации M и N находят

напряжения в наружной полке:

во внутренней полке:

Для 2-й комбинации M и N находят

- напряжения в наружной полке:

во внутренней полке:

Определение геометрических размеров траверсы

Толщину стенки траверсы назначают в пределах 1-1,2 см, при этом должно выполняться условие прочности на смятие торцевой поверхности:

 (7.63)

где D_max - максимальное вертикальное усилие от мостового крана, D_max = 2836,98кН;

l_см - длина сминаемой поверхности, l_cv = b_ор + 2t_пл, при грузоподъемности крана

Q=125т ширина опорного ребра подкрановой балки b_ор = 45 см; толщину плиты назначают в пределах 2-2,5 см, таким образом l_см = 45+2*2=49 см;

R_см.т - расчетное сопротивление смятию торцевой поверхности, определяемое по формуле

где R^н_в - нормативное сопротивление стали разрыву, устанавливается по прил. 11, в зависимости от принятой марки стали, R^н_в = 360МПа=36кН/см².

Подставляют данные в (7.63) и (7.64):

Принимают t_тр = 1,8 см.

Высоту стенки траверсы назначают наибольшей исходя из следующих трех условий.

1. По требуемой длине угловых сварных швов (Ш2), крепящих вертикальные ребра к траверсе, которую определяют по формуле

 (7.65)

где N_n - усилие во внутренней полке верхней части колонны, определяемое по 2-й комбинации усилий по формуле

 (7.66)

Для сварки в этом случае применяют полуавтоматическую сварку проволокой Св-08А d = 1,4-2 мм. Назначают катет шва k_ш = 0,6 см.

По приложению 14 [1] определяют коэффициенты глубины проплавления угловых сварных швов по металлу шва β_ш = 0,9 и по металлу границы сплавления β_с = 1,05.

Коэффициенты условий работы сварного соединения γ^св_уш и γ^св_ус принимают равными 1.

Для проволоки Св-08А по [2, табл. 56] принимают R^св_уш = 180МПа, а

R^св_ус = 0,45*360=162МПа

По условию (6.7) получают:

= 0,9 · 180 · 1=162 > = 1,05 · 162 · 1 = 170,1кН/см²

Следовательно, несущая способность швов определяется прочностью по границе сплавления ()_min =162 МПа = 16,2 кН/см².

Требуемая длина шва, таким образом, составит:

2. По требуемой длине угловых сварных швов (Ш3), крепящих стенку траверсы к подкрановой ветви.

В стенке подкрановой ветви делают прорезь, в которую заводят стенку траверсы. Требуемую длину швов определяют из условия прочности по формуле

, (7.67)

где F_тр - опорная реакция траверсы, устанавливаемая по комбинации усилий, дающей наибольшую опорную реакцию траверсы, такой комбинацией является сочетание (№1,3,5,9 (-), 15) для сечения 2-2, т.е. M_F = 273,4кН; F_тр находят по формуле

, (7.68)

Определяем требуемую длину шва:

3. Из условия прочности стенки подкрановой ветви на срез

, (7.69)

где t_ст.в1 - толщина стенки подкрановой ветви для двутавра 50Б1 t_ст.в1 = 1,15 см

R_ср - расчетное сопротивление срезу, для фасонного проката из стали С235

R_ср = 13,3кН/см².

Используя полученные данные, по формуле (7.69) вычисляют:

Окончательно принимают h_тр = 85 см.

Размеры нижнего листа принимают конструктивно: b_л = 42 см, t_л = 1 см. Размеры верхних ребер также назначают конструктивно, чтобы b_л > 2*b_р + t_ст, т.е. b_р = 18 см и t_р = 1 см.

Определение геометрических характеристик сечения траверсы

Для определения геометрических характеристик сечения траверсы необходимо определить:

) положение центра тяжести сечения относительно нижней грани горизонтального листа:

 (7.70)

) момент инерции относительно оси х-х:

, (7.71)

) момент сопротивления:

 (7.72)

прочности траверсы на изгиб и срез

Проверка прочности траверсы на изгиб выполняется по формуле:

 (7.73)

где М_тр - максимальный изгибающий момент в траверсе, возникает при 2-ой комбинации усилий, определяют по формуле:

 (7.74)

Исходя из этого,

Прочность на срез проверяют по формуле:

 (7.75)

где R_ср - расчетное сопротивление срезу, для листового проката из стали С235

R_ср = 12,73 кН/см²;

Q_тр - максимальная поперечная сила в траверсе при комбинации усилий, дающей наибольшую опорную реакцию траверсы, определяемая по формуле:

 (7.76)

где k - коэффициент, учитывающий неравномерную передачу усилия D_max, k = 1,2;

ψ - коэффициент сочетания нагрузок ψ = 0,9.

Следовательно,

Таким образом, прочность траверсы на изгиб и срез обеспечена.

Заключение

В процессе выполнения курсового проекта на тему «Проектирование конструкций стальных каркасов одноэтажного промышленного здания с использованием ЭВМ» по дисциплине «Металлические конструкции», были закреплены знания, полученные на лекциях по изучению соответствующих разделов курса.

Для достижения итога была проведена следующая работа:

ознакомление с особенностями работы над проектом в режиме диалога с ЭВМ;

скомпонован стальной каркас одноэтажного промышленного здания;

более рационально и экономично подобраны сечения стрежней фермы пролетом 24 м;

более экономично подобраны сечения внецентренно-сжатой ступенчатой колонны;

расширены навыки графического изображения проектного материала;

изучение правил пользования типовыми проектами, технической литературой, ГОСТами, СНиПами.

Список использованных источников

1 Вихрева, Н.Е. Проектирование конструкций стальных каркасов промышленных зданий с использованием ЭВМ: Учебное пособие. - Братск: ГОУВПО «БрГТУ», 2003. - 135 с.

СПиП 2.01.07-85. Нагрузки и воздействия / Госстрой СССР. - М.: ЦИТП Госстроя СССР. 1987, - 36 с.

СНиП 11-23-81*. Стальные конструкции / Госстрой СССР. - М.: ЦИТП Госстроя СССР, 1988. - 96 с.

Металлические конструкции. Общий курс: Учебник для вузов / Е.И. Беленя, В.А. Балдин, Г.С. Ведеников и др.; Под общ. ред. Е.И. Беленя. - 6-е изд., перераб. и доп. - М.: Стройиздат, 1986. - 560 с., ил.

Металлические конструкции: учебник для студ. высш. учебн. заведений/(Ю.И. Кудишин Е.И. Беленя, В.С. Игнатьев и др.); под ред. Ю.И. Кудишина. - 8-е изд., перераб. и доп. - М.: Издательский центр «Академия», 2006. - 688 с.