Проверяем устойчивость нижней части колонны в плоскости действия момента как единого стержня.

Геометрические характеристики всего сечения:

I_x = I_x1 + A_B1 y₁² + I_x2 + A_B2 y₂² =55962 + 11876,34² +2606,77+129,1469,76² =1374702,985 см⁴;

.

Гибкость колонны в плоскости рамы:

_x = _x1 / i_x = 1964 / 74,58 = 26,34.

Приведенная гибкость:

,

Где:

₁ =;

A_pI = 2 A_p = 2 13,75 = 27,5 см².

Условная приведенная гибкость:

.

Для расчетной комбинации усилий, догружающих подкрановую ветвь,

N_3-3 = - 2598,22 кН;

М_3-3 = - 1279,08 кН•м;

; _е = 0,575;

R_{y c} = 24 кН/см².

Для расчетной комбинации усилий, догружающих наружную ветвь:

N_4-4 = -2794,94 кН; М_4-4 =488,92 кН•м;

;

_е = 0,7722;

R_{y c} = 24 кН/см².

Условная поперечная сила в нижней части колонны:

< Q_max= 160,31 кН.

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

5.5 Сопряжение надкрановой и подкрановой частей колонны

Прикрепление верхней части колонны к нижней проектируем при помощи траверсы. Высота траверсы предварительно принята h_s = 800 мм.

Для обеспечения общей жесткости узла ставим ребра жесткости и горизонтальные пояса.

Вертикальные ребра назначаем толщиной t_p = 10 мм, равной толщине полки надкрановой части колонны.

Ширину ребра принимаем 134 мм с общей шириной 2 145 + 10 = 300 мм, равной ширине полки надкрановой части колонны.

Нижний пояс назначаем сечением - 300 10 мм.

Верхний пояс располагаем ниже на 200 мм от верха траверсы и назначаем из двух листов сечением - 145 10 мм.

Принимаем толщину плиты на уступе колонны t_пл = 20 мм.

Конструкция узла сопряжения верхней и нижней частей колонны показана на рисунке 4.3.

Расчетные комбинации усилий в сечении 2-2 над уступом:

М₁ = 305,982 кН•м,

N₁ = - 342,89 кН - первая комбинация усилий;

М₂ = -198,87 кН•м,

N₂ = - 491,66 кН - вторая комбинация усилий.

Расчетное давление кранов D_max = 2357,1153 кН.

Стыковые сварные швы № 1 проверяем на прочность по нормальным напряжениям.

Контроль качества стыковых швов принимаем физическим методом.

В этом случае расчетное сопротивление швов:

R_wy = R_y = 24 кН/см².

Напряжения во внутренней полке подкрановой части колонны определяем для первой комбинации усилий:

R_{y c} = 24 кН/см².

Напряжения в наружной полке для второй комбинации усилий:

R_{y c} = 24 кН/см².

Толщину стенки траверсы и вертикального ребра подкрановой ветви определяем из условия смятия от воздействия D_max

,

Где:

см;

b_op= 40 см - ширина опорного ребра подкрановой балки;

R_p = R_un / _m = 370 / 1,025 = 361МПа

Принимаем t_s = 16 мм.



Рисунок 5.3 - Узел сопряжения надкрановой и подкрановой частей колонны

Проверяем прочность сварных швов № 2, которые передают с внутренней полки колонны на траверсу усилие:

F_w2 = M₁ / h_B + N₁ / 2 = 305,982 10² / 70+342,89 / 2 = 608,56 кН.

Сварку выполняем механизированным способом (полуавтоматом) в лодочку сварочной проволокой Св-08ГА диаметром 1,42 мм.

Вертикальные ребра траверсы привариваем швами с катетом k_f = 6 мм.

Для стали С255 R_wf=200 МПа, R_un=370 МПа.

Расчет прочности шва проводим по сечению металла границы сплавления сварного соединения, так как:

_f R_{wf wf} = 0,9 200 1 = 180 МПа

_z R_{wz wz} = 1,05 166,5 1 = 174,8 МПа,

Где:

R_wz = 0,45 R_un = 0,45 370 = 166,5 МПа.

Расчетная длина фланговых швов должна быть не более:

=85 _f k_f = 85 0,9 0,6 = 45,9 см.

R_{wz c} =17,48 кН/см².

Для расчета сварных швов № 3, прикрепляющих траверсу к подкрановой ветви колонны, составляем комбинацию усилий, дающую наибольшую опорную реакцию траверсы.

Такой комбинацией является сочетание 1, 2, 3, 4, 5* (сечение 2-2), включающее загружение силой D_max:

М = -189,96 кН•м,

N= -476,78 кН.

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

= 0,9 - коэффициент сочетания, учитывающий, что усилия М и N приняты для второго основного сочетания.

 =85 _f k_f = 85 0,9 0,6 = 45,9 см.

R_{wz wz c} = 16,65•1•1=16,65 кН/см².

Прочность швов, прикрепляющих вертикальное ребро к стенке подкрановой ветви, обеспечивается, т.к. усилие в них, равное D_max / 2, меньше усилия в швах, расположенных с другой стороны стенки колонны.

Стенку подкрановой ветви колонны проверяем на срез по усилию, вычисленному для сочетания 1, 2, 3, 4, 5* при полной передаче усилия D_max:

Для двутавра № 55 толщина стенки t_w = 11 мм.

Расчетная высота среза, равна высоте стенки траверсы:

h_w = h_s - t_f = 80 - 1 = 79 см,

где t_f - толщина нижнего пояса траверсы.

R_{s c} =0,58 R_{y c} = 0,58 24 1 = 13,92 кН/см².

Траверса работает как балка пролетом h_H, загруженная усилиями M и N в сечении 2-2 надкрановой части колонны над траверсой. Определяющей является комбинация M и N, которой соответствует наибольшая реакция на правой опоре R_max.

Для первого сочетания усилий М₁ = 305,982 кН•м, N₁ = - 342,89 кН:

.

Для второго сочетания усилий М₂ =-198,87 кН•м, N₂ = - 491,66 кН:

Изгибающий момент у грани внутренней полки верхней части колонны:

M = R_max (h_H - h_B) = 247,3 (1,5 - 1) = 123,65 кН•м.

Геометрические характеристики сечения траверсы:

- положение центра тяжести:

y_B = h_s - y_H = 80 - 37,75 = 42,25 см;

- момент инерции:

I_x = 1,6 79³ / 12 + 79 1,6 79 / 2 + 1,6 - 37,75² + 30 1 37,75- 0,6² + 2 14,5 1 80 - 20,8 - 37,75² =124910,5942 см⁴.

Напряжения в верхних волокнах траверсы от изгибающего момента:

R_{y c} = 24 кН/см².

Расчетная поперечная сила в траверсе с учетом части опорного давления подкрановых балок при сочетании 1, 2, 3, 4, 5*:

Q = F_w3 = 887,27 кН.\

Проверяем стенку траверсы на срез:

R_{s c} =0,58 R_{y c} = 0,58 24 1 = 13,92 кН/см².

5.6 База колонны

Ширина нижней части колонны превышает 1 м, поэтому проектируем базу раздельного типа. Конструкция базы колонны показана на рисунке 4.4. Базу каждой ветви колонны конструируем и рассчитываем как базу центрально сжатой колонны. Для исключения дополнительных моментов центр тяжести плиты совмещаем с центром тяжести ветвей. Базу под каждую ветвь рассчитываем на отдельную комбинацию усилий М и N, которая дает наибольшее сжимающее усилие в ветви в нижнем сечении колонны.

Расчетные комбинации усилий в нижнем сечении колонны (сечение 4-4):

1) М₁ = -233,84 кН•м, N₁ = - 2661,05 кН - для подкрановой ветви (1, 3, 4(-), 5*);

2) М₂ = 488,92 кН•м, N₂ = -2794,94 кН - для наружной ветви (1, 2, 3, 4, 5*).



Рисунок 5.4 - Конструкция базы колонны

Расчетные усилия в ветвях колонны:

,

.

Принимаем для фундамента бетон класса с расчетным сопротивлением на сжатие:

f_cd = f_ck /_c =16/1,5=10,67 МПа.

Расчетное сопротивление бетона на местное сжатие:

R_b,loc = _b f_{cd b2} = 1,0 1,2 10,67 0,9 = 11,52 МПа,

где = 1,0 для бетона класса ниже C20/25;

;

A_Ioc1 - площадь смятия;

A_Ioc2 - расчетная площадь смятия, определяемая в зависимости от размеров фундамента.

Принимаем максимальное значение _b = 1,2;

_b2 = 0,9 - коэффициент условий работы бетона.

5.6.1 База наружной ветви

Требуемая площадь плиты из условия прочности бетона под плитой

A_тр = N_B2 / R_b,Ioc = 1795,05 10³ / 11,52 10⁶ =0,155820 м²=1558,20 см².

С учетом конструктивных соображений свес плиты с₂ принимают не менее 4 см.

Тогда ширина плиты:

В b_к + 2с₂ = 55 + 2 4 = 63 см.

Принимаем В = 65 см,

Тогда:

с₂ = (В - b_к) / 2 = (65 - 55) / 2 = 5 см.

Длина плиты:

L = A_тр / В = 1558,20 / 65 = 23,98 см.

Принимаем L = 30 см.

Фактическая площадь плиты:

А = В L= 65 30 = 1950 cм² А_тр.

Среднее напряжение в бетоне под плитой:

_ф = N_B2 / A = 1795,05 10³ / 1950 10^-4 = 9,21 МПа R_B,Ioc = 11,52 МПа.

Принимаем толщину траверс t_тр = 10 мм.

Из условия симметричного расположения траверс относительно центра тяжести ветви расстояния между траверсами в свету:

а_тр = 2 (b_f + t_w -z₀) = 2 (16 + 1 - 3,9) = 26,2 см.

Тогда свес плиты:

с₁ = (L - a_тр - 2 t_тр) / 2 = (30 - 26, 2 - 2 1) / 2 = 0,9 см.

Определяем изгибающие моменты на отдельных участках плиты:

- участок 1, защемленный консольный свес с вылетом с₁ = 3,9см,

М₁ = _ф с₁²/ 2 = 9,21 10⁶ (0,9 10^-2 )² / 2 = 3,73 кНм;

- участок 2, консольный свес с вылетом с₂ = 5см > с₁ является расчетным:

М₂ = _ф с₂²/ 2 = 9,21 10⁶ (5 10^-2 )² / 2 = 11,52 кНм;

- участок 3, плита опертая на четыре стороны, при отношении сторон участка:

b / a = 420 / 160 = 2,625 2,

рассматривается как шарнирно опертая балочная пластинка с пролетным моментом.

М₃ = _ф а² / 8 = 9,21 10⁶ (16 10^-2 )² / 8 = 29,48 кНм;

- участок 4, плита, опертая на четыре стороны, имеет меньшие размеры сторон, и ее пролетный момент не является расчетным.

Принимаем для расчета:

M_max = M₃ = 29,48 кНм.

Требуемая толщина плиты:

,

где R_y = 230 МПа для стали С255 толщиной св. 20 - 40 мм;

_с = 1,2 для опорных плит толщиной от 40 мм из стали с R_yn 285 МПа (при R_yn 285 МПа _с = 1,0).

Принимаем t_пл = 30 мм.

Высота траверсы определяется прочностью сварных швов, прикрепляющих траверсу к стержню колонны, и прочностью самой траверсы, работающей как балка на двух опорах.

Ширина грузовой площади, с которой собирается реактивное давление фундамента _ф на одну траверсу (рисунок 4.5),

d_тр = с₁ + t_тр + а / 2 = 0,9 + 1 + 16 / 2 = 9,9 см

Нагрузка на более нагруженную внутреннюю траверсу

_ф d_тр В = 9,21 10⁶ 9,9 10^-2 65 10^-2 = 592,66 кН.

Сварные швы, прикрепляющие траверсы к ветви колонны выполняем механизированной сваркой сварочной проволокой СВ-08ГА. Расчет швов проводим по металлу границы сплавления. Катет швов принимаем k_f = 6 мм.

Требуемая длина сварных швов:

85_f k_f = 85 0,9 0,6 = 45,9 см.

Принимаем высоту траверс h_тр = 300 мм.

Интенсивность погонной нагрузки на траверсу

q = _ф d_тр = 9,21 10⁶ 9,9 10^-2 = 9,12 кН/см.

Определяем в траверсе усилия Q и М:

Q_max = q ₀ / 2 = 9,1255 / 2= 250,8 кН;

М = q c² / 2 = 9,12 5² / 2 = 114 кНсм;

М_max = q (₀ ² / 8 - c² / 2) = 9,12(55² / 8 - 5² / 2) = 3334,5 кНсм.

Момент сопротивления траверсы:

W = t_тр h_тр² / 6 = 1 30² / 6 = 150 см³.

Проверка траверсы на срез:

ф = Q_max / (t_тр h_тр) = 250,8 10³ / (1 30 10^-4) = 83,60 МПа R_{s c} = 139,2 МПа.

Проверка траверсы на прочность по нормальным напряжениям:

 = M_max / W = 3334,5 10 / 150 = 222,3 МПа R_{y c} = 230 МПа.

Проверка траверсы на прочность по приведенным напряжениям в опорном сечении при = M / W = 114 10 / 150= 7,6 МПа.

МПа R_{y c} = 1,15R_{y c} =1,152301= 264,5 МПа.

Рисунок 5.5 - Грузовая площадь, расчетная схема и эпюры усилий для расчета траверсы базы колонны

5.6.2 База подкрановой ветви

Требуемая площадь плиты

А_тр = N_B1 / R_b,Ioc = 1430,65 10³ / 11,52 10⁶ =0,124188м²= =1241,88см².

Ширину плиты принимаем такой же, как и в базе наружной ветви В = 65 см, тогда консольный свес плиты с₂ = 5 см.

Длина плиты:

L = A_тр / В = 1241,88 / 65 = 19,11 см.

Принимаем L = 25 см.

Фактическая площадь плиты:

А = B L = 65 25 = 1625 см² А_тр.

Среднее напряжение в бетоне под плитой:

_ф = N_B1 / A =1430,65 10³ / 1625 10^-4 = 8,804 МПа R_b,Ioc = 11,52 МПа.

Консольный свес плиты:

с₁ = (L - b_f - 2 t_тр) / 2 = (25-16- 2 1) / 2 = 3,5 см.

Определяем изгибающие моменты на отдельных участках плиты:

- участок 1, защищенный консольный свес с вылетом с₁ =3,5 см.

М₁ =_ф с₁² / 2 = 8,804 10⁶ (3,5 10^-2 )² / 2 = 5,4 кНм;

- участок 2, консольный свес вылетом с₂ = 5см > с₁=3,5 cм является расчетным;

М₂ =_ф с₂² / 2 = 8,804 10⁶ (5 10^-2 )² / 2 = 11,01 кНм;

- участок 3, плита, опертая на четыре стороны, при:

b / a=(550-216,5)/((180-11)/2)=517/84,5=6,112

M₃ = _ф а² / 8 =8,804 10⁶ (3,5 10^-2 )² / 8 = 1,35 кНм.

Принимаем для расчета:

M_max = M₂ = 11,01 кНм.

Требуемая толщина плиты:

.

Принимаем t_пл = 30 мм, такой же, как и в базе наружной ветви.

Нагрузка на траверсу:

N = _ф d_тр В = _ф (с₁ + t_тр + b_f / 4) B =8,804 10⁶3,5 + 1 + 16 / 4 10^-2 65 10^-2= 429,2 кН.

Т. к. нагрузка на траверсу базы наружной ветви больше, то высоту траверсы принимаем конструктивно такой же, как и в базе наружной ветви h_тр = 300 мм. В этом случае прочность траверсы будет заведомо обеспечена.

Расчетные комбинации усилий в нижнем сечении колонны (сечение 4-4):

М = 531,148 кН•м, N = -539,61 кН - для подкрановой ветви (1,5*);

Усилие в анкерных болтах

.

Анкерные болты проектируем из стали марки 09Г2С по ГОСТ 19281-73* с расчетным сопротивлением растяжению R_ba = 225 МПа.

Требуемая площадь болтов:

A_bn = F / R_ba = 105,9 10³ / 225 10⁶ = 0,00047м²=4,7см².

Принимаем 2 болта диаметром d = 30 мм с суммарной площадью сечения:

A_bn = 2 7,06 = 14,12 см², cогласно СТ СЭВ 180-75, СТ СЭВ 181-75 и СТ СЭВ 182-75.

Плитку под анкерные болты рассчитываем как балку, свободно лежащую на траверсах и нагруженную сосредоточенными силами от анкерных болтов.

Усилие одного анкерного болта N₁=105,9/2=52,95 кН.

Изгибающий момент в анкерной плитке:

M=N₁•b_f/4=52,95•16/2=423,6 кНсм.

Назначаем сечение анкерной плитки 300Ч50 мм с отверстием для болта диаметром 30 мм.

Момент сопротивления нетто анкерной плитки:

.

Напряжения изгиба по ослабленному сечению плитки:

кН/см² < R_y=24 кН/см².

Размеры траверсы, толщина сварных швов, количество болтов базы наружной ветви принимаем такие же, как и для подкрановой части.

6. Расчет стропильной фермы

6.1 Сбор нагрузок на ферму

Постоянная нагрузка

Постоянную нагрузку на ригель рамы принимаем равномерно распределенной по длине ригеля.

В распределенную поверхностную нагрузку входят: нагрузка от кровли, конструкций фермы, фонаря, связи.

Тип кровли производственного здания - плоский стальной лист.

Таблица 6.1 - Нагрузки от веса конструкций покрытия

Виды нагрузки	Нормативная, кПа	Расчётная, кПа
1. Плоский стальной лист	0,28	0,29
2. Подложка под стальные плоские листы «Кровляэласт»	0,05	0,07
3. Стальные прогоны из швеллеров q =7,2-19 кН/м. пог.	0,12	0,13
4. Стропильная ферма длиной 36 м	0,3	0,315
5. Каркас фонаря	0,1	0,105
6. Связи	0,05	0,0525

Нормативная нагрузка составит

.

Расчетная нагрузка при этом будет

.

Расчетная нагрузка (за исключением веса фонаря):

Определяем вес фонаря g_фн, кН/м², по формуле:

, (6.1)

где - нормативный вес фонаря, кН/м² кН/м²

кН/мІ.

Определяем вес бортовой стенки и остекления на единицу длины стенки g_б,ст, кН/м:

(6.2)

где gⁿ_б,ст - нормативный вес стенки фонаря, кН/м; gⁿ_б,ст= 2кН/м;

Вес конструкций фонаря учтем в местах его операния на ферму.

Определим силы F_i, кН, в узлах фермы, причем силы F₀ и F₉ приложены к колоннам и в расчете не учитываются (рисунок 6.1):

(6.2)

где dі - длина панели, примыкающей к рассматриваемому узлу, м,

gф= 0,366 кН/м² - вес фермы и связей на 1 м² горизонтальной проекции кровли,

g'кр= 1,6375 кН/м² - вес кровли,

в - угол наклона верхнего пояса к горизонту,

b - расстояние между фермами.

;

Рисунок 6.1 - Постоянная нагрузка на ферму

Определяем опорные реакции R_A и R_B, кН:

(6.3)

.

Снеговая нагрузка

Рассмотрим 1 вариант загружения (рисунок 6.2 а):

Расчетная нагрузка от снега, действующая на кровлю:

(6.4)

где - коэффициент перехода от веса снега на земле к весу снега на покрытии;

₁ = 0,8;

₂ = 1 + 0,1a / b = 1 + 0,1 12 / 12 = 1,11;

_сн - коэффициент перегрузки, _сн =1,4

Определим силы F_i, кН, в узлах фермы, причем силы F₀ и F₉ приложены к колоннам и в расчете не учитываются:

(6.5)

кН;

кН;

кН;

кН;

кН;

Определяем опорные реакции R_As и R_Bs, кН:

Рассмотрим 2 вариант загружения (рисунок 6.2 б):

Определим силы F_i, кН, в узлах фермы, при условии, что ₁ =1,0;

3 = 1 + 0,6 а/b_l = 1+ 0,6 12/3,5 = 3,057;

Где:

а = В_ФН = 12м;

b_l = H_ФН = 3,5м.

кН;

кН;

кН;

кН;

Определяем опорные реакции R_As и R_Bs, кН:



Рисунок 6.2 - Варианты снегового загружения

Нагрузка от рамных моментов

M_1max = -773,452кН•м;

M_2соотв = -607,527кН•м.

Нагрузка от распора рамы

Распор определяем по значениям поперечной силы в сечении 1-1, из таблицы 4.1.

В соответствии с уравнениями проекций на ось Х:

Н₁ = 40,848+(17,3+24,683+11,751+10,618)0,9=98,765кН;

Н₂ = 40,848+ (17,3+51,16+1,662+10,972)0,9=113,833кН.

6.2 Определение усилий в стержнях фермы

Расчётные усилия находим с помощью диаграмм усилий отдельно для всех видов загружений.

Диаграмма усилий от постоянной нагрузки приведена на рисунке 6.3.

Диаграммы усилий от снеговой нагрузки для обоих вариантов загружения снегом строятся аналогично. Диаграммы усилий от снеговой нагрузки приведены на рисунке 6.3 (первый и второй вариант).

Для нахождения усилий в стержнях от опорных моментов целесообразно поступить следующим образом: построить диаграмму усилий от единичного момента, приложенного к левой опоре, зеркальное отображение этих усилий даст значение усилий в стержнях фермы от единичного момента, приложенного к правой опоре. Умножив усилия от левого и правого единичного момента на расчетные значения моментов соответственно на левой и правой опоре и сложив их, получим усилия от опорных моментов.



Рисунок 6.3 - Диаграммы усилий

Усилия от всех видов загружения сводим в таблицу 6.2:

Таблица 6.2 - Усилия в стержнях фермы (в кН)

Элемент	Номер стержня	Усилия от постоянной нагрузки	Усилия от снеговой нагрузки (I вариант)	Усилия от снеговой нагрузки (II вариант)	Расчетные усилия
			ш=1	ш=0,9	ш=1	ш=0,9	№	Значение	Значение
								(растяжение)	(сжатие)
		1	2a			2б
Верхний пояс
	г-3	-436,8	-387,25	-348,525	-552,5	-497,25	-/1,2б	-	-934,05
	д-4	-436,8	-387,25	-348,525	-552,5	-497,25	-/1,2б	-	-934,05
	з-5	-594,4	-499,62	-449,658	-656,8	-591,12	-/1,2б	-	-1185,52
	и-6	-594,4	-499,62	-449,658	-656,8	-591,12	-/1,2б	-	-1185,52
	л-7	-548,9	-461,21	-415,089	-562,07	-505,863	-/1,2б		-1054,76
Нижний пояс	1-в	263,3	237,18	213,462	326,07	293,463	1,2б/ -	556,763
	1-ж	540,4	464,85	418,365	646,34	581,706	1,2б/ -	1122,106	-
	1-к	588,8	493,22	443,898	607,77	546,993	1,2б/ -	1135,793	-
раскосы	а-в	-380,1	-354,02	-318,618	-486,75	-438,075	-/1,2б	-	-818,175
	в-г	245,7	219,61	197,649	331,64	298,476	1,2б/ -	544,176	-
	д-ж	-168,1	-135,93	-122,337	-165,49	-148,941	-/1,2б	-	-317,041
	ж-з	87,4	52,13	46,917	9,11	8,199	1,2а/ -	134,317	-
	и-к	1,9	4,82	4,338	95,93	86,337	1,2б/-	88,237	-
	к-л	81,2	67,36	60,624	82,09	73,881	1,2б/ -	155,081
стойки	г-д	-44,3	-53,55	-48,195	-112,96	-101,664	-/1,2б	-	-145,964
	з-и	-70,7	-46,07	-41,463	-88,84	-79,956	-/1,2б	-	-150,656
	л-л'	136,2	114,41	102,969	139,43	125,487	1,2б/ -	261,687	-

6.3 Подбор сечений стержней фермы

Расчетные длины стержней в плоскости фермы, где l - геометрические размеры стержня:

- поясов - l_ef = l;

- опорных раскосов и стоек: l_ef = l;

- прочих элементов: l_ef = 0,8•l.

Материал фермы - сталь С255 по ГОСТ 27772 - 88. R_y = 240 МПа (для t = св.10...20мм); R_un = 370 МПа.

Подбор сечения стержней верхнего пояса

Верхний пояс принимаем без изменения сечения по всей длине и рассчитываем его на максимальное усилие - N=-1185.52 кH. Задаемся гибкостью =80, =0,686.

Требуемая площадь сечения:

.

Принимаем 2L160Ч16, А=49,07Ч2 см², i_х=4,89 cм, i_у=7,1см.

,

следовательно =0,798.

Проверка устойчивости стержня:

R_yc = 240,95 =22,8 кН/смІ.

Устойчивость обеспечена.

Подбор сечения нижнего пояса

Нижний пояс проектируем с изменением сечения по длине.

Стержень 1-в

Расчетное усилие N=556,763кH.

Требуемая площадь сечения:

Принимаем 2L100Ч8, А=2Ч15,6 см², i_y=3,07 см, i_x=4,54см.

Гибкость стержня

= 400; = 400.

Проверяем прочность

R_yc = 240,95 =22,8 кН/смІ.

Условие выполняется.

Стержень 1-ж

Расчетное усилие N=1122,106 кН.

Требуемая площадь сечения:

.

Принимаем 2L160Ч10, А=2Ч31,43 cм², i_x=4,96 см, i_y=6,97 см.

Гибкость стержня

= 400; = 400.

Проверяем прочность

R_yc = 240,95 =22,8 кН/смІ.

Условие выполняется.

Стержень 1-к

Расчетное усилие N=1135,793 кН.

Требуемая площадь сечения:

.

Принимаем 2L160Ч10, А=2Ч31,43 cм², i_x=4,96 см, i_y=6,97 см.

Гибкость стержня

= 400; = 400.

Проверяем прочность

R_yc = 240,95 =22,8 кН/смІ.

Условие выполняется.

Раскос а-в

Расчетное усилие-N= -818,175 кН. Задаемся гибкостью =120, =0,419.

Требуемая площадь сечения:

.

Принимаем 2L160Ч16, А=49,07Ч2 см², i_х=4,89 cм, i_у=7,1см.

Гибкости стержня

_х=_min=0,797;

Проверка устойчивости стержня:

R_yc = 240,95 =22,8 кН/смІ.

Устойчивость обеспечена.

Раскос в-г

Расчетное усилие N=544,176 кН.

Требуемая площадь сечения:

.

Принимаем 2L100Ч8, А=2Ч15,6 см², i_x=3,07см, i_y=4,54см.

Проверяем прочность

 R_yc = 240,95 =22,8 кН/смІ.

Условие выполняется.

Стойка г-д

Расчетное усилие N=-145,964 кН, коэффициент условия работы г_с=0,8,

l_eх =0,8l_х; l_ey =l_y;

l_eх =0,8370=296 cм; l_ey =370 см;

Задаемся гибкостью =120, =0,419.

Требуемая площадь сечения:

.

Принимаем 2L90Ч7, А=2Ч12,28 см², i_x=2,77 см, i_y=4,13см.

Гибкость стержня

,

следовательно =0,498.

Проверка устойчивости стержня:

кН/смІ R_yc = 240,8 =19,2 кН/смІ.

Условие выполняется.

Раскос д-ж

Расчетное усилие N=-317,041 кН, коэффициент условия работы г_с=0,8,

l_eх =0,8l_х; l_ey =l_y;

l_eх =0,8506=404,8 cм; l_ey =506 см;

Задаемся гибкостью =120, =0,419.

Требуемая площадь сечения:

.

Принимаем 2L125Ч12, А=2Ч28,89 см², i_x=3,82 см, i_y=5,62см.

Гибкость стержня

,

следовательно =0,504.

Проверка устойчивости стержня:

кН/смІ R_yc = 240,8 =19,2 кН/смІ.

Условие выполняется.

Раскос ж-з

Расчетное усилие N=134,317 кН.

Требуемая площадь сечения:

.

Принимаем 2L50Ч5, А=2Ч4,8 см², i_x=1,53см, i_y=2,53см.

Проверяем прочность

R_yc = 240,8 =19,2 кН/смІ.

Условие выполняется.

Стойка з-и

Расчетное усилие N=-150,656 кН, коэффициент условия работы г_с=0,8,

l_eх =0,8l_х; l_ey =l_y;

l_eх =0,8445=356 cм; l_ey =445 см;

Задаемся гибкостью =120, =0,419.

Требуемая площадь сечения:

.

Принимаем 2L90Ч8, А=2Ч13,93 см², i_x=2,76 см, i_y=4,16см.

Гибкость стержня

,

следовательно =0,37.

Проверка устойчивости стержня:

R_yc = 240,8 =19,2 кН/смІ.

Условие выполняется.

Раскос и-к

Расчетное усилие N=88,237кН, коэффициент условия работы г_с=0,8,

Требуемая площадь сечения:

.

Принимаем 2L40Ч4, А=2Ч3,08 см², i_x=1,22см, i_y=2,12см.

Проверяем прочность

R_yc = 240,8 =19,2 кН/смІ.

Условие выполняется.

Раскос к-л

Расчетное усилие N=155,081кН, коэффициент условия работы г_с=0,8,

Требуемая площадь сечения:

.

Принимаем 2L56Ч5, А=2Ч5,41 см², i_x=1,72см, i_y=2,16см.

Проверяем прочность

R_yc = 240,8 =19,2 кН/смІ.

Условие выполняется.

Стойка л-л^/

Расчетное усилие N=261,687кН, коэффициент условия работы г_с=0,8,

Требуемая площадь сечения:

.

Принимаем 2L75Ч6, А=2Ч8,78 см², i_x=2,3см, i_y=3,52см.

Проверяем прочность

R_yc = 240,8 =19,2 кН/смІ.

Условие выполняется.

Все расчеты сводим в таблицу 6.3.

Таблица 6.3 - Подбор сечений стержней фермы

Элемент	№ сечения	Сечение стержня
		Расчётное	Проектное
Верхний пояс	а-2	-L160Ч16	2L160Ч16
	г-3	-L160Ч16	2L160Ч16
	д-4	-L160Ч16	-L160Ч16
	з-5	-L160Ч16	-L160Ч16
	и-6	-L160Ч16	-L160Ч16
Нижний пояс	1-в	-L100Ч8	-L100Ч8
	1-ж	-L160Ч10	-L160Ч10
	1-к	-L160Ч10	-L160Ч10
Раскосы	а-в	-L160Ч16	-L160Ч16
	в-г	-L100Ч8	-L100Ч8
	д-ж	-L125Ч12	-L125Ч12
	ж-з	-L50Ч5	-L50Ч5
	и-к	-L40Ч4	-L40Ч4
	к-л	-L56Ч5	-L56Ч5
Стойки	г-д	-L90Ч7	-L90Ч7
	з-и	-L90Ч8	-L90Ч8
	л-л/	-L75Ч6	-L75Ч6

6.4 Расчет узлов фермы

При расчете узлов фермы определяем размеры сварных швов и назначаем габариты фасонок с таким расчетом, чтобы на них размещались все сварные швы стержней.

Распределение действующего в стержне усилия принимается в зависимости от сечения стержня: если сечение состоит из двух равнополочных уголков то на обушок - 0,7N, на перо - 0,3N; если из двух неравнополочных составленных малыми полками вместе, то на обушок - 0,75N, на перо - 0,25N; если из двух неравнополочных составленных большими полками вместе, то на обушок - 0,65N, на перо - 0,35N.

Задавшись толщиной сварного шва k_f, длину его на один уголок вычисляем по формуле (в сечении по металлу шва):

(6.6)

При расчете по металлу границы сплавления формулы (6.7) имеют вид:

(6.7)

где ₁ и ₂ - коэффициенты распределения усилий на обушок и перо соответственно.

В узлах, где к фасонке крепятся пояса, длину швов рассчитывают на разность усилий в смежных панелях.

Для примера рассмотрим опорный узел 1, где сходятся стержни 1-3, 1-5.

Сварка полуавтоматическая.

Сварочная проволока СВ-08А диаметром 1,4-2мм. Минимальный катет шва по конструктивным требованиям k_f,min = 6 мм.

Параметры сварки:

а) по металлу шва:

R_wf = 180МПа, _wf = 1, _f = 0,9;

б) по металлу границы сплавления:

R_un = 370МПа, R_wz = 0,45 R_un = 0,45 370 = 166,5МПа, _wz = 1, _z = 1,05.

Определяем минимальное из произведений:

и

Следовательно, менее благоприятным расчетным случаем является расчет по металлу шва.

Если расчетная длина стержня получается меньше 60 мм, конструктивно принимаем длину шва равную 60мм. Расчеты сводим в таблицу 6.4.

Таблица 6.4 - Расчет швов приварки стержней фермы

Элемент	Номер стержня	N	Сечение	Шов по обушку	Шов по перу
				Nоб	kf	lw	Nпер	kw	lw
Верхний пояс	а-2	0	-L160Ч16	0	14	60	0	14	60
	г-3	-934,05	-L160Ч16	-653,835	14	160	-280,215	14	70
	д-4
	з-5	-1185,52	-L160Ч16	-829,864	14	200	-355,656	14	90
	и-6
Нижний пояс	1-в	556,763	-L100Ч8	389,7341	9	150	167,0289	7	80
	1-ж	1122,106	-L160Ч10	785,4742	12	220	336,6318	8	140
	1-к	1135,793	-L160Ч10	795,0551	12	220	340,7379	8	140
раскосы	а-в	-818,175	-L160Ч16	-572,723	14	140	-245,453	14	60
	в-г	544,176	-L100Ч8	380,9232	9	140	163,2528	6	90
	д-ж	-317,041	-L125Ч12	-221,929	12	80	-95,1123	10	60
	ж-з	134,317	-L50Ч5	94,0219	6	70	40,2951	6	60
	и-к	88,237	-L40Ч4	61,7659	6	60	26,4711	6	60
	к-л	155,081	-L56Ч5	108,5567	6	70	46,5243	6	60
стойки	г-д	-145,964	-L90Ч7	-102,175	8	60	-43,7892	6	60
	з-и	-150,656	-L90Ч8	-105,459	9	60	-45,1968	6	60
	л-л/	261,687	-L75Ч6	183,1809	7	100	78,5061	6	60

6.5 Указания по конструированию фермы

Осевые линии стержней должны в узлах пересекаться в одной точке - центре узла. Смещение осей поясов фермы при изменении сечения допускается не учитывать, если оно не превышает 1,5% от высоты пояса.

Расстояние между краями элементов решетки и пояса в узлах фермы следует принимать не менее а = 6 t - 20мм, но не более 80мм (здесь t - толщина фасонки, мм).

Для обеспечения совместной работы составных стержней фермы на участках между узлами дополнительно ставят соединительные прокладки на расстояниях: в сжатых элементах - через 40i и в растянутых элементах - через 80 i друг от друга по 2-3 на элементе (где i - радиус инерции уголка относительно оси, параллельной плоскости расположения прокладок). Ширина прокладок 60 - 100мм.

Фасонки принимаем толщиной t =12мм. Размеры фасонок принимаем из условий размещения сварных швов. Сварные швы, прикрепляющие элементы фермы к фасонкам следует выводить на торец элемента на длину 20мм. Расчетную длину швов для крепления пояса к фасонки принимаем на 10 - 20мм меньше длины фасонки.

Соединение полуферм в середине пролета выполняется на болтах класса В диаметром 24мм на фланцах. К колонне ферма крепится сбоку, с помощью болтов диаметром 24мм класса В и нижнего фрезерованного торца листа на опорный столик.

Список используемой литературы

1. СНиП II-23-81*. Стальные конструкции. Нормы проектирования.Госстрой СССР.-М.:ЦИТП Госстроя СССР.

2. СНиП 2.01.07-85. Нагрузки и воздействия. Госстрой СССР.- М.:ЦИТП Госстроя СССР. 1998.

3. СНиП 2.01.07-85. Нагрузки и воздействия. (Дополнения. Раздел 10. Прогибы и перемещения). Госстрой СССР.- М.: ЦИТП Госстроя СССР.1998.

4. Приложение №5 к СНиП 2.01.07-85. Нагрузки и воздействия. (Карты районирования территории СССР по климатическим условиям). Госстрой СССР.- М.: ЦИТП Госстроя СССР. 1998.

5. Металлические конструкции. Общий курс. Учебник для ВУЗов. Е.И. Беленя, В.А. Балдин, Г.С. Ведерников и др.; Под общей ред. Е.И. Беленя - 6-е изд., перераб.

6. СТБ 21.54-2005. Система проектной документации. Конструкции металлические. Правила выполнения чертежей марки КМ. - Минск: Минстройархитектура РБ, 2006.

7. Металлические конструкции. Общий курс: учебник / Ю.И. Кудишин [и др.]; под общей ред. Ю.И. Кудишина. - 9-е изд., перераб. и доп.

Размещено на Allbest.ru

...