Металлический каркас одноэтажного производственного здания

Размещено на http://www.allbest.ru/

ФЕДЕРАЛЬНОЕ АГЕНТСТВО ПО ОБРАЗОВАНИЮ

ГОУ ВПО ТЮМЕНСКИЙ ГОСУДАРСТВЕННЫЙ АРХИТЕКТУРНО-СТРОИТЕЛЬНЫЙ УНИВЕРСИТЕТ

КАФЕДРА СТРОИТЕЛЬНЫХ КОНСТРУКЦИЙ

КУРСОВАЯ РАБОТА

МЕТАЛЛИЧЕСКИЙ КАРКАС ОДНОЭТАЖНОГО ПРОИЗВОДСТВЕННОГО ЗДАНИЯ

Выполнил:

студентка группы С09-2

Чемакина А.В.

Проверил:

Ефимов А.А.

Тюмень

2013



Содержание

1. Компоновка конструктивной схемы каркаса

1.1 Исходные данные

1.2 Компоновка поперечной рамы

1.3 Расчет поперечной рамы производственного здания

2. Статический расчёт поперечной рамы

2.1 Расчёт на постоянные нагрузки

2.2 Расчёт на нагрузку от снега

2.3 Расчёт на вертикальную нагрузку от мостовых кранов

3. Расчёт на ветровую нагрузку

4. Сочетания нагрузок

5. Расчет ступенчатой колонны

5.1 Исходные данные

5.2 Определение расчётных длин колонны

5.3 Подбор сечения верхней части колонны

5.4 Компоновка сечения

5.5 Подбор сечения нижней части колонны

5.6 Расчёт и конструирование узла сопряжения верхней и нижней частей колонны

5.7 Расчёт и конструирование базы колонны

6. Расчет подкрановой балки

7. Расчёт стропильной фермы



1. Компоновка конструктивной схемы каркаса

1.1 Исходные данные

Район строительства г. Уренгой

Пролет здания: 24 м

Длина здания: 108 м

Шаг колонн: 12 м

Тип здания: неотапливаемое

Грузоподъёмность крана: 80т

Режим работы крана: 7К

Высота от уровня пола до головки кранового рельса 12,6 м

Фундаменты из бетона класса прочности: B15

1.2 Компоновка поперечной рамы

Район строительства - г. Уренгой, расчетная температура t=-46⁰C.

По табл. 50* [1] принимаем сталь С345 по ГОСТ 27772-88.

Материалы для сварки для районов I₂, II₂ и II₃ (-40>t?-50):

Электроды Э50А (ГОСТ 9467-75*)

Св. проволока Св-08Г2С (ГОСТ 2246-70*) в углекислом газе (ГОСТ 8050-85).

Компоновка поперечной рамы

Прокатный цех с пролетом 24 м оборудован двумя мостовыми кранами грузоподъемностью 80т, режим работы кранов 7К. Длина здания 108 м. Отметка оголовка рельса 12,6 м. Выбрана система с шагом поперечных рам 12 м, с жестким сопряжением ригеля с колонной.

Справочные данные и габариты крана (по прил. 1 [3]):

Размещено на http://www.allbest.ru/

Размещено на http://www.allbest.ru/

Размещено на http://www.allbest.ru/

Рис.1

Нк=3700мм

В₁=400мм

В₂=9100мм

К=4350мм

Fк1 max=350кН

Fк2 max=370кН

Gт=380кН - вес тележки

Gк=1100кН - вес крана с тележкой

h_б=1600мм - высота подкрановой балки

h_р=150мм - высота рельса

тип кранового рельса - КР100

Размещено на http://www.allbest.ru/

Рис. 2

Вертикальные размеры

Н_к = 3700 мм (прил. 1 [1])

Размер H₂ диктуется высотой мостового крана:

Н₂ ? (Н_к+100)+f=3700+100+300=4100мм, где

f - прогиб конструкций покрытия (f=200…400мм)

Н₁ = 12600 мм (по заданию)

Таким образом, высота цеха от уровня пола до низа стропильных ферм:

Н₀ = Н₁ + Н₂ = 12600 + 4100 = 16700 мм

Ближайший больший размер, кратный 600мм = 16800мм.

Принимаем Н₀=15600мм (Н₁=12600мм, Н₂=4200мм).

Размер верхней части колонны H_В:

H_B = h_b + h_рельса + Н₂ = 1600 + 150 + 4100 = 5850 мм

При высоте подкр. балки равной 1/8-1/10 ее пролета h_b = (1/8 - 1/10)B = 1,5м

h_рельса = 0,15 м- ориентировочная высота кранового рельса

При заглублении базы колонны на 1000 мм размер нижней части колонны:

Н_Н = Н₀ - H_B + 1000 = 16700 - 5850 + 1000 = 11850 м

Общая высота колонны рамы от низа базы до низа ригеля:

Н = H_B + Н_Н = 5850 + 11850 = 17700 мм

Н_ф=3150мм (при пролете 24 м), Н+Н_ф=17700+3150=20850мм.

Горизонтальные размеры

В теле колонны необходим проход и поэтому привязка а = 250 мм,

Высота сечения верхней части колонны h_В = 500 мм > H_B/12 = 5850/12 = 487,5 мм. В пределах высоты фермы высоту колонны назначаем 500мм.

Расстояние от оси колонны до оси подкрановой балки:

l₁ ? B₁ + (h_В а) + 75;

B₁ = 400 мм - размер части мостового крана, выступающей за ось рельса, находим по прил. 1 [1];

l₁ = 400 + (500- 250) + 75 = 725 мм,

назначаем l₁ = 750 мм (кратно 250);

h_Н = l₁ + а = 750 + 250 = 1000 мм.

Пролет мостового крана l_К = l - 2l₁ = 24000 - 2·750 = 22500мм

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

1.3 Расчет поперечной рамы производственного здания

В соответствии с конструктивной схемой выбираем ее расчетную схему и основную систему. каркас производственный здание колонна

Расстояние между центрами тяжести верхнего и нижнего участков колонн

Соотношение моментов инерции , если I_B =1 то I_Н =5 I_P=20. Сопряжение ригеля с колонной назначаем жестким.

2. Сбор нагрузок на поперечную раму

Все нагрузки рассчитываются с учетом коэффициента надежности по назначению г_Н = 0,95.

Постоянные нагрузки на поперечную раму

1.1.1. Нагрузка от покрытия на 1 м² кровли Нагрузку на 1м² кровли подсчитаем в таблице 1.

Состав покрытия	Нормативная, кПа	гн	Расчетная, кПа
Защитный слой	0,42	1,3	0,55
Гидроизоляция	0,2	1,3	0,26
Утеплитель (пенопласт) г=0,5кН/м3, t=50мм	0,03	1,2	0,04
Пароизоляция	0,04	1,3	0,05
Стальная панель с профилированным настилом	0,35	1,05	0,37
Собственный вес металл.конструкций шатра	0,3	1,05	0,32
Итого	=1,34		=1,59

Расчетная равномерно распределенная линейная нагрузка на ригель рамы по формуле:

, (12.3 [3]), где

b_ф=12м - шаг стропильных ферм;

cosб=1 - косинус угла наклона покрытия (при уклоне до принимается равным 1)

кН/м

Опорная реакция ригеля рамы:

кН

Расчетный вес колонны:

Верхняя часть (20% веса): G_в=0,95•1,05•0,2•0,4•12•12=11,2кН;

Нижняя часть (80% веса):G_н=0,95•1,05•0,8•0,4•12•12=45,6кН, где

0,95 - коэфф. надежности по назначению;

1,05 - коэфф. перегрузки;

0,2 и 0,8 -20% и 80% соответственно;

0,4кПа - расход стали для колонн на 1м² здания (табл. 12.1 [3]);

12м - шаг колонн;

12=0,5l - половина пролета.

Стены самонесущие.

Рис. 3

Временные нагрузки на поперечную раму

1.Снеговая нагрузка

По табл. 4 [2] вес снегового покрова p₀=3,2кПа (г. Уренгой)

При , коэфф. перегрузки n=1,6

Линейная распределенная нагрузка от снега на ригель рамы по формуле (12.9 [3]):

q_сн=г_н•n•c•p₀•b_ф, где

с=1 (при б?25⁰) - коэфф. перехода от нагрузки на земле к нагрузке на 1м² проекции кровли;

q_сн=0,95•1,6•1•3,2•12=58,37кН/м

Опорная реакция ригеля рамы кН

Рис. 4

2.Вертикальные усилия от мостовых кранов:

F_max,k=370кН

Рис. 5

,

где

D_max- расчетное усилие передаваемое на колонну колесами крана

г_n - коэффициент надежности по ответственности

г_f - коэффициент надежности по нагрузке

ш - коэффициент сочетаний

F_max - нормативное вертикальное усилие колеса

y_i - ордината линии влияния

y_i = 0,242+0,56+1+0,6375=2,44

G_пб =0,25*12*12=36кН-вес подкрановой балки

Принимаю распределенный вес подкрановой балки 150кг/м²

0,95·1,1·0,85·(370·2,44)+0,95·1,05·36=764,92кН

0,95·1,1·0,85·(105·2,44)+0,95·1,05·36=263,48кН

3. Сосредоточенные моменты от вертикальных усилий D_max и D_min:

M_max= D_max•e_к;

M_min= D_min•e_к, (12.7 [3]), где

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

M_max=764,92•0,75=573,69кН•м;

M_min=263,48•0,75=197,61кН•м.

4. Горизонтальная сила от мостовых кранов, передаваемая одним колесом:

T= г_н•n•n_c•?T_к^н•y, (12.8 [3]), где

T_к^н=0,05(9,8Q+G_т)/n₀, (12.4 [3]), где

G_т=380кН - вес тележки крана

T_к^н=0,05(9,8•80+380)/2=29,1кН

Т=0,95•1,1•0,95•29,1•2,44=70,49кН

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

Рис. 6

5.Ветровая нагрузка

Нормативный скоростной напор ветра g₀=0,30кПа [2].

Тип местности В - городские территории, лесные массивы и другие местности, равномерно покрытые препятствиями высотой более 10м.

q_в= г_н•n•g₀•k•c•b, (12.10 [3]), где

k - коэфф. для высоты 10м - 0,65; 20м - 0,85, 40м - 1,1;

q_в - расчетная линейная ветровая нагрузка;

г_н=0,95

n=1,4 - коэфф. перегрузки;

g₀=0,30кПа - нормативный скоростной напор ветра;

с=0,8 (с наветренной стороны); с=0,6 (для отсоса);

b=12м - ширина расчетного блока (шаг колонн).

q_в=0,95•1,4•0,3•0,8•12k=3,83k

Линейная распределенная нагрузка при высоте:

до 10м = 3,83•0,65=2,49кН/м;

до 20м = 3,83•0,85=3,26кН/м;

до 40м =3,83•1,1=4,21кН/м;

при 17,7м=кН/м;

при 20,85м= кН/м.

Сосредоточенные силы от ветровой нагрузки:

, (12.12 [3]), где

q₁=3,08кН/м;

q₂=3,34кН/м;

h'=3,15м - высота фермы.

кН

кН

Эквивалентные линейные нагрузки:

q_э=q_в10•б, (12.11 [3]), где q_в10=2,49 кН/м; б=1,1

q_э=2,49•1,1=2,74 кН/м

кН/м

Рис. 7



Рис. 8



2. Статический расчёт поперечной рамы

2.1 Расчёт на постоянные нагрузки

Рис. 9

Сосредоточенный момент из-за смещения осей верхней и нижней частей колонны:

M=-(F_р+G_в)•e₀=-(217,2+11,2)•0,25=-57,1кН•м

Параметры по табл. 12.4 [3]: ;

Каноническое уравнение для левого узла: r₁₁ц₁+r_1p=0

Моменты от поворота узлов на угол ц=1 (М₁):

М_А=k_А•i=0,887i;

М_С=k_С•i=-0,472i;

М_В=k_В•i=-1,055i;

Рис. 10

Моменты от нагрузки на стойках М_р:

М_А=k_А•М=0,353•(-57,1)=-20,16кН•м;

М_В=k_В•М=-0,145•(-57,1)=8,28кН•м;

М_С^н=k_С•М=-0,695•(-57,1)=39,68кН•м;

М_С^в=(k_С+1)•М=(-0,695+1)•(-57,1)=-17,42кН•м;

кН•м



Рис. 11

Коэффициенты канонического уравнения:

r₁₁=M_B+M_B^риг=1,055i+5,9i=6,955i (по эпюре М₁);

r_1p= M_B+M_B^риг=-8,28-868,8=-877,08 (по эпюре М_р).

Угол поворота

Моменты от фактического угла поворота (М₁•ц)

кН•м;

кН•м;

кН•м;

кН•м.

Эпюра моментов (М₁ц+М_р) от постоянной нагрузки:

М_А=111,86-20,16=91,7кН•м;

М_В=-133,05+8,28=-124,77кН•м;

M_B^риг=744,05-868,8=-124,75кН•м;

М_С^н=39,68-59,52=-19,84кН•м;

М_С^в=-17,42+(-59,52)=-76,94кН•м.

Рис. 12

Проверкой правильности расчета служит равенство моментов в узле В (124,77?124,75), равенство перепада эпюры моментов в точке С (76,94-19,84=57,1) внешнему моменту (57,1), а также равенство поперечных сил на верхней и нижней частях колонны.

кН; кН.

Рис. 13

Рис. 14

2.2 Расчёт на нагрузку от снега

Проводиться аналогично расчету на постоянные нагрузки. Сосредоточенный момент на колонне

M=F_p·e₀= -700,42·0,25=-175,105 кН·м

Моменты от нагрузки M_P:

M_a=k_a·M= 0,357·(-175,105)=-62,51 кН·м

M_в=k_в·M= -0,139·(-175,105)=24,34 кН·м

M_c^н=k_с·M= -0,697·(-175,105)=122,05 кН·м

M_c^в=(k_с+1) ·M= (-0,697+1)·(- 175,105)=-53,06 кН·м

кН·м

Коэффициенты канонического уравнения

1,055i+5,9i=6,955i(по эпюре М₁);

-24,34-2801,76=-2826,1(по эпюре М_Р).

Угол поворота

-(-2826,1)/6,955i=406,34/i

Моменты от фактического угла поворота ()

кН•м;

кН•м;

кН•м;

кН•м.

Эпюра моментов ()

M_A=360,42-62,51=297,91 кН·м

M_B=-428,69+24,34=-404,35 кН·м

M_С^Н=-191,79+122,05=-69,74 кН·м

M_С^В=-191,79-53,06=-244,85 кН·м

M_B^РИГ=2397,406-2801,76=-404,35 кН·м

Рис. 15

кН; кН.

Рис. 16

Рис. 17

2.3 Расчёт на вертикальную нагрузку от мостовых кранов

Расчёт проводиться при положении крана у левой стойки.

Основная система и схема нагрузки:



Рис. 18

Проверка возможности считать ригель абсолютно жестким по формуле 12.1

Так как k?1,875 то ригель можно считать абсолютно жестким.

Каноническое уравнение для определения смещения плоской рамы

Моменты и реакции от смещения верхних узлов на по табл.12.4

Моменты и реакции на левой стойке от нагрузки (M_P):

M_a=k_a·M =0,353·573,69=202,51 кН·м

M_в=k_в·M =-0,145·573,69=-83,19 кН·м

M_c^н=k_с·M =-0,695·573,69=-398,71 кН·м

M_c^в=(kс+1) ·M =(-0,695+1)·573,69=174,98 кН·м

кН

Моменты на правой стойке:

M_a=k_a·M=0,344·202,51=69,66 кН·м

M_в=k_в·M =0,344·(-83,19)=-28,62 кН·м

M_c^н=k_с·M =0,344·-398,71=-137,16 кН·м

M_c^в=0,344·174,98 =60,19 кН·м

Реакция верхних концов стоек:

48,62-(48,62·0,344)=31,89

Смещение плоской рамы:

Коэффициент пространственной работы:

Где:

n₀=4 - число колес кранов на одной нитке подкрановых балок;

n=10 - число рам в блоке;

а_i=12;36;60;84;108- расстояния между симметрично расположенными относительно середины блока рамами;

а₂=84 - вторыми от торцов;

- сумма ординат линии влияния реакции рассматриваемой рамы

Смещение с учётом пространственной работы по формуле 12.21

0,407·44,915/t=18,296/t

Эпюра моментов ():

M_A=-4.341t·18,296/t =-79,42 кН·м

M_B=1.942t·18,296/t =35,53 кН·м

M_C=0.092t·18,296/t =1.683 кН·м

Суммарная эпюра ():

Левая колонна:

M_A=202,51-79,42=123,09 кН·м

M_B=-83,19+35,53=-47,66 кН·м

M_С^Н=-398,71+1,683=-397,03 кН·м

M_С^В=174,98+1,683=176,66 кН·м

Правая колонна:

M_A=69,66+79,42=149,08 кН·м

M_B=-28,62-35,53=-64,15 кН·м

M_С^Н=-137,16-1,683=-138,84 кН·м

M_С^В=60,19-1,683=58,51кН·м

Рис. 19

Эпюра поперечных сил

(123,09-(-397,03))/11,85=43,892

(149,08-(-138,84)/11,85=24,297

(176,66-(-47,66))/5,85=38,34

(58,51-(-64,15))/5,85=20,967

Рис. 20



Рис. 21

4) Расчет на горизонтальные воздействия от мостовых кранов:

Т=70,49 кН

Основная система, эпюра М₁, каноническое уравнение, коэффициент такие же как и при расчёте на вертикальную нагрузку мостовых кранов.

Моменты и реакции в основной системе от силы Т:

-0,102·70,49·17,7=-127,26 кН·м

-0,106·70,49·17,7=-132,25 кН·м

0,105·70,49·17,7=131,01 кН·м

0,704·70,49=49,62кН

Рис. 22

Смещение верхних концов с учетом пространственной работы

Эпюра моментов ()

M_A=-4,341t·25,75/t=-111,78 кН·м

M_B=1,942t·25,75/t =50,007 кН·м

M_C=0,092t·25,75/t=2,369 кН·м

Суммарная эпюра ()

Левая колонна:

M_A=-127,26-111,78=-239,04 кН·м

M_B=-132,25+50,007=-82,243 кН·м

M_C=131,01+2,369=133,38 кН·м

Правая колонна:

M_A=+111,78 кН·м

M_B= -50,007 кН·м

M_C= -2,369 кН·м

Рис. 23

Qвс л= (82,243-(-133,38)/5,85=37,18

Qас л=(-239,04-133,38)/11,85=-31,6

Qас пр=(-50,007-111,78)/17,7=-9,14

Рис. 24



3. Расчёт на ветровую нагрузку

Основная система и эпюра М₁ такие же как и для крановых воздействий.

Эпюра М_P на левой стойке:

-0,104·2,74·17,7І=-89,275кН·м

-0,056·2,74·17,7І=-48,07 кН·м

0,035·2,74·17,7І=30,045кН·м

0,462·2,74·17,7=22,41 кН

На правой стойке усилия получаются умножением на коэффициент:

Усилия на правой стойке:

-89,275·0,748=-66,78кН·м

-48,07 ·0,748=-35,956 кН·м

30,045·0,748=22,474 кН·м

22,41·0,748=16,763 кН

Коэффициенты канонического уравнения по формуле (12.22):

-0,757t

22,41+16,763+10,11+7,58=56,863кН

Смещение рамы

Эпюра моментов ()

-4,341t·75,116/t=-326,078

1,942t·75,116/t =145,875

0,092t·75,116/t =6,911

Суммарная эпюра ()

Левая колонна:

-326,078-89,275=-415,353 кН·м

145,875-48,07 =97,805 кН·м

6,911+30,045=36,956 кН·м

Правая колонна:

326,078+66,78=392,858 кН·м

-145,875+35,956=-109,919 кН·м

-6,911-22,474 =-29,385 кН·м

Рис. 25

Эпюра Q на левой стойке

53,24-2,74·17,7=4,742

Эпюра Q на правой стойке

Рис. 26

При правильном решении сумма поперечных сил внизу должна быть равна сумме всех горизонтальных нагрузок

53,24+46,548=99,79

(2,05+2,74)·17,7+10,11+7,58=101,515

4,742+16,37=21,1

10,11+7,58=18,69.



4. Сочетания нагрузок

Определив в раме изгибающие моменты и нормальные силы от каждой из расчетных нагрузок, необходимо найти их наиболее невыгодные сочетания, которые могут быть неодинаковыми для разных сечений элементов рамы.

При составлении основных сочетаний учитываются:

постоянные нагрузки, плюс временные длительные нагрузки, плюс одна кратковременная с коэффициентом сочетаний, равным единице;

постоянные и временные длительные нагрузки, плюс не менее двух кратковременных нагрузок, с коэффициентом сочетаний 0,9 каждая;



5. Расчет ступенчатой колонны

5.1 Исходные данные

Требуется подобрать сечения сплошной верхней и сквозной нижней частей колонны однопролётного производственного здания (ригель имеет жёсткое сопряжение с колонной).

Для верхней части колонны

в сечении 1--1 N= -847,58 кН; М= -719,37 кНм;

в сечении 2--2 N= -858,78 кН; M= -391,14 кНм;

Для нижней части колонны

N₁= -1547,21 кН; M₁= -586,43кНм;

N₂= -1141,59 кН; M₂= 1062,7 кНм;

Соотношение жесткостей верхней и нижней частей колонны I_в/I_н=1/5; материал колонны--сталь марки С345, бетон фундамента марки B15.

5.2 Определение расчётных длин колонны

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

и

; б=0,781

; n=0,41

По табл. 2 прил. 12 [3] м₁=1,90;

м₁=1,90 - коэфф. расчетной длины для нижнего участка колонны;

м₂=2,43 - коэфф. расчетной длины для верхнего участка колонны.

Расчетная длина для:

нижней части колонны: l_x1=м₁•l₁=1,9•11,85=2252см;

верхней части колонны: l_x2=м₂•l₂=2,43•5,85=1422см.

Расчетные длины из плоскости рамы для нижней и верхней частей:

1185см

5.3 Подбор сечения верхней части колонны

Сечение верхней части колонны прини-маем в виде сварного двутавра высотой h_в = 50 см.

По формуле (14.14) (Веденников) определим требуемую площадь сечения, предварительно определив приближенные значения характеристик.

Для симметричного двутавра 0,42·50=210мм=21см;

_x 0,35h=0,3550=17,5мм;

Значение коэффициента по СНиП II-23-81*:

Примем в первом приближении , тогда:

з =1,352

m_1x= з?m_x=1,352•4,85=6,56

По прил. 8 [3] при и m_1x=6,56, ц_вн=0,157.

см².

5.4 Компоновка сечения

Высота стенки h_ст=h_B-2t_п=50-2·1,2=47,6см (принимаем предварительно толщину полок t_п=1,2см).

По формуле 14.2 (Беленя) при m>1 и ?0,8 из условия местной устойчивости:

см

Поскольку сечение с такой толстой стенкой неэкономично, принимаем t_ст=0,8см, включаем в расчётную площадь сечения колонны два участка стенки шириной по:

h₁=

Требуемая площадь полки:

Из условия устойчивости верхней части колонны из плоскости действия момента ширина полки b_пl_y2/20=435/20=21,75.

Из условия местной устойчивости полки по формуле:

,

, где ;

Принимаем b_п= 30 см; t_п=2 см;

60см2;

.

Рис. 27

Геометрические характеристики сечения

Полная площадь сечения: А₀=2•30•2+0,8•46=156,8см²

Расчетная площадь сечения с учетом только устойчивой части стенки:

см²;

см⁴;

см⁴; см³.

см;

см;

см.

Проверка устойчивости верхней части колонны в плоскости действия момента:

(14.9 [3]);

;

;

;

.

Значение коэфф. з определяем по прил. 10 [3] при

;

m_1x= з•m_x=1,376•4,4=6,056;

По прил. 8 [3] при и m_1x=6,056, ц_вн=0,175.

кН/см².

Проверка устойчивости верхней части колонны из плоскости действия момента:

; цу=0,845 (прил. 7 [3]).

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

По модулю кН•м

;

при m_x?5 коэфф. с=в(1+б?m_x);

л_y=57,42;

;

л_y < л_c => в=1

б=0,65+0,05m_x=0,65+0,05•3,903=0,845

в запас несущей способности в расчетное сечение включаем только устойчивую часть стенки:

кН/см².

5.5 Подбор сечения нижней части колонны

Сечение нижней части колонны сквозное, состоящее из двух ветвей, соединенных решеткой. Высота сечения h_н=1000мм. Подкрановую ветвь колонны принимаем из широкополочного двутавра, шатровую - составного сварного сечения из трех листов.

По формуле 14.25 [3] определяем ориентировочно положение центра тяжести:

Принимаем z₀=5см; h₀=h-z₀=100-5=95см.

см;

y₂=h₀-y₁=95-61,218=33,78см

Определяем усилия в ветвях:

, (14.19 [3]);

, (14.20 [3]).

кН - в подкрановой ветви;

кН - в шатровой ветви.

По формуле 14.26 [3] определяем требуемую площадь ветвей и назначаем сечение.

Для подкрановой ветви задаемся ц=0,8; R=33,5кН/см²

см²;

По сортаменту подбираем двутавр 40Б1; ; ; . (разницу в площадях берем запас)

см²

Для удобства прикрепления элементов решетки просвет между внутренними гранями полок принимаем таким же, как и в подкрановой ветви. Толщину стенки швеллера t_w для удобства ее соединения встык с полкой надкрановой части колонны принимаем равной 14мм.

Высота стенки из условия размещения сварных швов:

h_w=376+14*2=404мм

Требуемая площадь полок:

см²

Из условия местной устойчивости полки швеллера:

Принимаем b_f=16см, t_f=1,4см, А_f=22,4см².

Геометрические характеристики ветви:

А_в2=1,4•40,4+2•22,4=101,36см²;

см;

см⁴;

см⁴;

см; см.

Уточняем положение центра тяжести колонны:

h₀=h_н - z₀=100-4,5=95,5см;

см;

y₂=95,5-59,95=35,55см.

Пересчитаем усилия в ветвях:

кН;

кН;

см² (принято 60,1см²);

см² (принято 101,36см²).

Рис. 28

Проверка устойчивости ветвей из плоскости рамы (относительно оси y-y), l_y=1185см.

, (14.22 [3])

Подкрановая ветвь:

; ц_y=0,662 (прил. 7 [3]);

кН/см²;

Шатровая ветвь:

; ц_y=0,615 (прил. 7 [3]);

кН/см².

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

;

l_в1=70,54 •i_x1=70,54•3,5=246,9см.

Принимаем l_в1=235,8см, разделив нижнюю часть колонны на 5 панелей.

Проверка устойчивости ветвей в плоскости рамы (относительно осей x₁-x₁ и x₂-x₂):

Для подкрановой ветви ; ц_x=0,69 (прил. 7 [3]);

кН/см²;

Для шатровой ветви ; ц_x=0,843 (прил. 7 [3]);

кН/см².

Расчет решетки подкрановой части колонны

Поперечная сила в сечении колонны Q_max=146,93кН

Условная поперечная сила Q_fic?0,5A;

Q_fic=0,5•(60,1+101,36)=80,73кН<Q_max=146,93кН.

Расчет проводим на Q_max

Усилие сжатия в раскосе:

, где

; l_р=154,6см;

б=40⁰ - угол наклона раскоса.

кН

Задаемся л_р=100, ц=0,423

Требуемая площадь раскоса:

см²

г=0,75 - сжатый уголок, прикрепляемый одной полкой.

Принимаем L80х7; А_р=10,8см²; i_min=2,45см

; ц=0,728

Напряжения в раскосе:

кН/см².

Проверка устойчивости колонны в плоскости действия момента, как единого стержня:

(14.9 [3]);

Геометрические характеристики всего сечения:

А=А_в1+А_в2=60,1+101,36=161,46см²;

I_x=А_в1•y₁²+А_в2•y₂²=60,1•59,95²+101,36•35,55²=344098,6см⁴

см,

Приведенная гибкость:

;

Коэфф. б₁ зависит от угла наклона раскосов, б₁=27.

А_р1=2А_р=2•10,8=21,6см²;

;

.

Для комбинации усилий, догружающей шатровую ветвь:

сечение 4-4 N₂=-1141,59кН, М₁=1062,7кН •м

;

ц_вн=0,414 (прил. 9 [3]);

кН/см².

Для комбинации усилий, догружающей подкрановую ветвь:

сечение 3-3, N₁=1547,21кН, М₁=586,43кН•м

;

ц_вн=0,511 (прил. 9 [3]);

кН/см².

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

5.6 Расчёт и конструирование узла сопряжения верхней и нижней частей колонны

Расчетные комбинации усилий в сечении над уступом:

1. М=+270,06кН•м; N=-228,4кН (загружение 1,3,4,5);

2. М=-484,56кН•м; N=-928,82кН (загружение 1,2,4,5*);

Давление кранов D_max=764,92кН.

Прочность стыкового шва (ш1) проверяем по нормальным напряжениям в крайних точках сечения надкрановой части.

Площадь шва равна площади сечения колонны.

1-я комбинация М и N:

наружная полка:

кН/см²<R^св=33,5 кН/см²

внутренняя полка:

кН/см²

-7,47 кН/см²<R _р^св=0,85•33,5=28,48кН/см²



Рис. 29

2-я комбинация М и N:

наружная полка:

кН/см²< R _р^св=0,85•33,5=28,48кН/см²

внутренняя полка:

кН/см²<R^св=33,5 кН/см²

Толщину стенки траверсы определяем из условия смятия:

, (14.28 [3]), где

R_p - расчетное сопротивление смятию торцевой поверхности;

R_p=R_u=370Мпа=37кН/см²

l_см=b_ор+2t_пл, где

b_ор=20см, принимаем t_пл=2см,

l_см=20+2•2=24см;

см

Принимаем t_тр=1см.

Усилие во внутренней полке верхней части колонны

(2-я комбинация):

кН

Применяем полуавтоматическую сварку проволокой

Св-0,8Г2С (ГОСТ 2246-70*) в углекислом газе (ГОСТ 8050-85).

Диаметр проволоки 1,4-2мм.

Назначаем k_f=6мм.

Длина шва крепления вертикального ребра траверсы

к стенке траверсы (ш2):

см

=85•0,9•0,6=46см - допустимая расчетная длина шва;

В стенке подкрановой ветви делаем прорезь, в которую заводим стенку траверсы.

Для расчета шва прикрепления траверсы к подкрановой

ветви (ш3) составляем комбинацию усилий, дающую наибольшую

опорную реакцию траверсы.

М=-297,31кН•м; N=858,78кН;

кН

Требуемая длина шва:

см

Из условия прочности стенки подкрановой ветви в месте прикрепления траверсы определяем высоту траверсы:

, (14.31 [3]), где

t_ст.в=0,68см - толщина стенки I 40Б1;

кН/см² - расчетное сопротивление стали срезу;

см.

Принимаем h_тр=50см.

Проверим прочность траверсы как балки, нагруженной усилиями N, M и Dmax.

Нижний пояс траверсы принимаем конструктивно из листа 260х12мм, верхние горизонтальные ребра из двух листов 150х12мм.

Найдем геометрические характеристики траверсы:

см;

см⁴;

; y_в=h_тр-y_н=50-22,61=27,39см;

см³;

Максимальный изгибающий момент возникает в траверсе при 2-й комбинации усилий:

кН/см²<R=33,5кН/см²

Максимальная поперечная сила в траверсе с учетом усилий от кранов возникает при комбинации усилий 1,2,3,4(-),5* (ш3):

, где

k=1,2 - коэфф., учитывающий неравномерную передачу усилия D_max;

кН

кН/см².

5.7 Расчёт и конструирование базы колонны

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

1. М=+1062,7кН•м; N=1141,59кН - для шатровой ветви;

2. М=497,25кН•м; N=274кН - для подкрановой ветви.

Определим усилия в ветвях колонны:

кН

кН

База шатровой ветви

Требуемая площадь плиты:

, где

R_ф=г•R_b?1,2•0,85=1,02кН/см²; R_b=0,85кН/см² (бетон В15)

см²

По конструктивным соображениям свес плиты с₂ должен быть не менее 4см, тогда B?b_к+2c₂=40,4+2•4=448,4см - принимаем В=50см.

см - принимаем L=40см.

Среднее напряжение в бетоне под плитой:

кН/см²

Из условия симметричного расположения траверс относительно центра

тяжести ветви, расстояние между траверсами в свету равно:

2•(b_f+t_w - z₀)=2•(16+1,4-4,5)=25,8см

при толщине траверсы 12мм:

см.

Определяем изгибающие моменты на отдельных участках плиты:

Участок 1 (консольный свес с=с₁=8,4см)

кН•см;

Участок 2 (консольный свес с=с₂=4,8см)

кН•см;

Участок 3 (плита, опертая на 4 стороны)

М₃=б?у_ф•а²; ; б=0,125 (табл. 8.6 [3])

М₃=0,125•0,915•16²=29,28кН•см.

Участок 4 (плита, опертая на 4 стороны)

М₄=б?у_ф•а²; >2; б=0,125 (табл. 8.6 [3]);

М₄=0,125•0,915•8,4²=8,07кН•см

Принимаем для расчета М_мах=М₁=32,28кН•см

Требуемая толщина плиты:

см

Принимаем t_пл=25мм

Высоту траверсы определяем из условия размещения шва крепления траверсы к ветви колонны. В запас прочности все усилие в ветви передаем на траверсы через 4 угловых шва.

Сварка полуавтоматическая, проволокой марки Св-08Г2С, d=1,4…2мм, k_f=8мм.

Требуемую длину шва определим по формуле:

см

см;

Принимаем h_тр=35см.

Проверка:

_;

м³;

Условие не выполняется увеличиваем h_тр=40



6. Расчет подкрановой балки

Пролет балки 12м.

Два крана грузоподъемностью Q=80т.

Режим работы кранов 7К

Материал балки - сталь С345

кН/см²

Нагрузки на балку:

F_к^н=370кН - наибольшее вертикальное усилие на колесе;

G_т=380кН - вес тележки

тип кранового рельса - КР100.

Рис. 30

Для кранов тяжелого режима работы металлургического производства поперечное горизонтальное усилие на колесе при расчете подкрановых балок:

Т_к^н=0,05(Q+G_т)/n₀=0,05(800+380)/2=29,5кН

Расчетные значения усилий на колесе крана:

F_к= г_f ? г_n ••k₁•F_к^н;

Т_к= г_f г_n •k₂•Т_к^н; (15.2 [3]), где

г_n = 0,9- коэфф. надежности по назначению;

k₁=1,1; k₂=1 - коэфф. динамичности (по табл. 15.1 [3]);

г_f = 1,1:

=0,85 - коэффициент сочетаний

F_к=0,95•1,1•0,85•1,1•370=361,518кН;

Т_к=0,95•1,1•0,85•1•29,5=26,2кН.

Определение расчетных усилий:

Максимальный момент возникает в сечении, близком к середине пролета. Загружаем линию влияния момента в среднем сечении, устанавливая краны не выгоднейшим образом:

Рис. 31

Расчетный момент от вертикальной крановой нагрузки:

M_x=б?F_к•y_i=1,05•361,518•(3,966)=1505,47кН•м, где

y_i - ординаты линий влияния;

б=1,05 - коэфф. учитывающий влияние собственного веса подкрановых конструкций и временной нагрузки на тормозной площадке.

Расчетный момент от горизонтальной нагрузки:

M_y=?T_к•y_i=26,2•3,966=103,91кН•м

Для определения максимальной поперечной силы загружаем линию влияния поперечной силы на опоре:

Рис. 32

Расчетные значения вертикальной и горизонтальной поперечных сил:

Q_x= б?F_к•y_i=1,05•361,518•1,846=700,73кН;

Q_y=?T_к•y_i=26,2*1,846=48,365кН.

Подбор сечения балки

Принимаем подкрановую балку симметричного сечения с тормозной конструкцией в виде листа из рифленой стали t=6мм и швеллера №18.

Определим значение коэффициента в, учитывающего влияние горизонтальных поперечных нагрузок на напряжение в верхнем поясе подкрановых балок:

, где

h_б=1,2м - высота балки из условия компоновки каркаса;

h_т= h_н=1м

;

см³.

Задаемся толщиной полок t_f=2см, h_w=h_б-2t_f=1200-2*2=1160мм=116см.

Из условия среза стенки силой Q_x:

см

Принимаем стенку толщиной 1,2см.

Определим размеры поясных листов:

см⁴;

см⁴;

см².

По конструктивным соображениям (прикрепление рельса к подкрановой балке) принимаем пояса из листа сечением 20х240мм; А_f=480см².

Проверим устойчивость пояса:

;

;

5,7<12,79 - устойчивость пояса обеспечена.

Проверка прочности сечения:

Определяем геометрические характеристики принятого сечения относительно оси х-х:

см⁴.

см³.

Геометрические характеристики тормозной балки относительно оси у-у (в состав тормозной балки входят верхний пояс, тормозной лист и швеллер).

Расстояние от оси подкрановой балки до центра тяжести сечения:

см

см³

Проверим нормальные напряжения в верхнем поясе (точка А):

кН/см²

Проверим прочность стенки балки от действия местных напряжений под колесом крана:

, (145* [1]), где

г_f1=1,2 (п. 4.8 [2]) - коэфф. увеличения вертикальной сосредоточенной нагрузки на отдельное колесо крана (для кранов с режимом работы 7К);

F - расчетное давление колеса крана без учета коэфф. динамичности,

F=F_к^н• г_f ? г_n=370•0,95•1,1=386,65кН;

l_ef - условная длина, определяемая по формуле:

, (146 [1]), где

с=3,25 - коэфф. податливости сопряжения пояса и стенки для сварных балок;

J_1f - сумма собственных моментов инерции пояса балки и кранового рельса,

см⁴,

I_p=2805,88см⁴ - момент инерции рельса КР-100;

t=t_w=1,4см - толщина стенки подкрановой балки;

см

кН/см²

Прочность обеспечена.

Проверка местной устойчивость стенки

, (79, [1]), где

кН/см²;

кН/см²;

кН/см² (см. расчет на действие местных напряжений под колесом крана);

, (76, [1]), где

кН/см²;

Т.к. и

, (77, [1]),

;

у_cr определяем по формуле 81 [1]:

, где

с₂=48,734 (табл. 25 [1]);

кН/см²;

у_loc,cr определяем по формуле 80 [1]:

, где

с₁=44,42 (табл. 23 [1]);

кН/см².

Подставим все значения в формулу 79 [1]:

Балка удовлетворяет требованиям местной устойчивости.

Расчет на выносливость верхней зоны стенки составной подкрановой балки (13.35* [1])

, (148, [1]), где

R_н=75МПа - расчетное сопротивление усталости для сварных балок;

кН/см²;

кН/см²;

кН/см² (см. расчет на действие местных напряжений под колесом крана);

, где

M_t - местный крутящий момент

M_t=F•e+0,75Q_t•h_r, (147, [1]), где

е=15мм - условный эксцентриситет;

Q_t=T_к=26,2кН;

h_р=150мм - высота кранового рельса КР-100;

M_t=370•1,5+0,75•26,2•15=849,75кН•см

J_f - сумма собственных моментов инерции кручения рельса и пояса

см⁴

кН/см².

Подставим полученные значения в формулу (148, [1]):

Проверим выполнение условий:

1), (141, [1]), где

кН/см²;

кН/см²;

кН/см²;

кН/см²;

кН/см²;

; 21,684<36,225 - условие выполняется.

2), (142, [1]),

18,424+2,253=20,677<31,5кН/см² - условие выполняется.

3), (143, [1]),

9,013+5,592=14,605<31,5кН/см² - условие выполняется.

4), (144, [1]), где

кН/см²;

4,315+2,704+1,398=8,417<18,4кН/см² - условие выполняется.

Сжатая зона стенки подкрановой балки удовлетворяет требованиям СНиП.

Проверка общей устойчивости

Проверка общей устойчивости ПБ осуществляется в соответствии с требованиями

п. 5.15 [1]. Проверку общей устойчивости можно не проводить, если соблюдены

требования п. 5.16* [1]: отношение расчетной длины балки к ширине сжатого

пояса не превышает значений, определяемых по формулам табл. 8* [1] для балок

симметричного сечения.

Наибольшее значение lef/b, при котором не требуется расчет на устойчивость

сварных балок определяется по формуле (37) [1]:

где: b и t- соответственно ширина и толщина сжатого пояса;

h- расстояние между осями поясных листов.

Для того, чтобы найти фактическое отношение расчетной длины балки к ширине

сжатого пояса, необходимо определить расчетную длину балки. Согласно п.5.15

[1] за расчетную длину балки следует принимать расстояние между точками

закрепления сжатого пояса от поперечных смещений

;

,-условие не выполняется, принимаем 15.

1,71<12,734, т.е. общую устойчивость ГБ проверять не требуется.

Проверка прочности по касательным напряжениям

Проверку прочности по касательным напряжениям элементов, изгибаемых в одной из главных плоскостей, следует выполнять по формуле (29) [1]:

,

где: Q- максимальное по длине балки значение поперечной силы;

S и -соответственно статический момент полусечения балки и момент инерции сечения балки, в котором возникает максимальная поперечная сила.

кН/см2<18,4 кН/см2, т.е. прочность ПБ по касательным напряжениям обеспечена.

Проверка жесткости балки

Вычисляем относительный прогиб балки от вертикальных нагрузок нормативных

см

Размеры ребер жесткости

Укрепляем стенку парными симметричными ребрами. Ширина выступающей части ребра:

bf=50мм

Толщина ребра ts должна быть не менее

ts=8мм

Расчет сварных соединений стенки с поясами

Верхние поясные швы подкрановых балок из условий равнопрочности с основным металлом рекомендуется выполнять с приваркой на всю толщину стенки, и тогда расчет не требуется. Толщину поясных швов в общем случае обычно назначают конструктивно и проверяют их на прочность по условию

условие прочности швов соблюдается.

Расчет опорного ребра

Из конструктивных соображений принимаем сечение опорного ребра 240*14

Площадь смятия ребра А_r=24*1,4=33,6см²

Проверяем напряжения смятия в опорном ребре:

Проверяем условную опорную стойку на устойчивость.

определяем расчетную площадь:

Момент и радиус инерции сечения условной стойки:

Гибкость опорной стойки:

проверяем устойчивость опорной стойки

Q/(A)Ryc,

700,73/(0,946*57,1)=12,97кН/см²<31,5 кН/см²

Рассчитываем прикрепление ребра к стенке двусторонними швами с помощью полуавтоматической сварки проволокой Св-08А.

R_wf - расчётное сопротивление металла шва сварного соединения с угловыми швами.

R_wf =1850 кгс/см² для проволоки марки Св-08Г2С

Rwz- расчётное сопротивление металла границы сплавления сварного соединения с угловыми швами

Rwz=0,45Run=0.45*4900=2205 кгс/см²

Расчет сварного шва следует проводить по формулам (120-121)[1]:

,тогда расчет ведем по металлу шва.

-условие выполняется.

.



7. Расчёт стропильной фермы

Материал - сталь марки С345; R_y=335МПа=33,5кН/см².

Сбор нагрузок на ферму:

Постоянная нагрузка: g_кр=1,59 кН/м²

Узловые силы: F_1g-9g=g_кр•B•d=1,59•12•3=57,24кН

Опорные реакции: F_Ag=F_Bg=

Снеговая нагрузка:

Т.к. в здании отсутствуют фонари, а угол наклона кровли б<25⁰ (i=1,5%), то коэффициент с=1 и рассматривается 1 вариант загружения снегом.

Расчетная нагрузка: p=p₀•n•c•г_n=3,2•1,6•1•0,95=4,864кН/м

Узловые силы: F_1p-9p=4,864•12•3=175,1кН

Опорные реакции: F_Ap=F_Bp=

1-я комбинация:

М_1max=-719,37кН•м;

М_2соотв=-488,57кН•м (сочетание 1,2,3,4*,5)

2-я комбинация (без снега):

М₁=-719,37-(-363,92)=-355,45кН;

М_{2 соотв}=-488,57-(-363,92)=-124,65кН

Нагрузка от распора рамы:

1-я комбинация:

H₁=9,2+(31+43,892+37,18-4,742+10,11)•0,9=114,9кН;

H₂=9,2+(31+24,297+9,14+16,37-7,58)•0,9=75,1кН;

2-я комбинация:

H₁=9,2+(43,892+37,18-4,742+10,11)•0,9=87кН;

H₂=9,2+(24,297+9,14+16,37-7,58)•0,9=47,2кН, где

Q=9,2кН - постоянная нагрузка;

Q_сн=31кН - снеговая нагрузка;

=43,892кН, =24,297кН - вертикальные нагрузки от кранов;

Т_лев=37,18кН, Т_пр=9,14кН - горизонтальные воздействия кранов;

=-4,742кН, =16,37кН - ветровая нагрузка (с эпюры);

=10,11кН, =-7,58кН - сосредоточенная ветровая нагрузка.

3) Определение усилий в стержнях фермы

Усилия в стержнях определяем методом сечений и вырезания узлов.

От постоянной нагрузки:



Сечение I-I

N_1-2=0;

?M₂=0; F₂•3-N_10-11•3,15=0;

N_10-11=(F₂•3)/3=F₂=257,58кН;

?Y=0; F₂+N_10-2•cos45⁰=0;

N_10-2=-(F₂/cos45⁰)=-(257,58/0,707)=-364,33кН;

N_1-2=0 (B₁-1), N_10-11=257,58кН (Н-2), N_10-2=-364,33кН (1-2).

Сечение II-II

?M₁₁=0; N_2-3•3+F₂•6-F₁•3=0;

кН;

?Y=0; F₂ - F₁ - N_2-11•cos45⁰=0;

кН

N_2-3=-457,92кН (В₂-3), N_2-11=283,37кН (2-3).

Вырежем узел 3

?Y=0; - F₁- N_3-11=0

N_3-11=- F₁;

N_3-11=-57,24кН (3-4).

Сечение III-III

?M₄=0; F₂•9-F₁•6-F₁•3-N_11-12•3=0;

9F₂ - 9F₁ - 3N_11-12=0;

кН

?M₁₁=0; F₂•6-F₁•3+N_3-4•3=0;

кН

?Y=0; F₂+N_11-4•cos45⁰-2F₁=0; кН

N_11-12=601,02кН (Н-5), N_3-4=-457,92кН (В₃-4); N_11-4=-202,404кН (4-5).

Сечение IV-IV

?M₁₂=0; N_4-5•3+F₂•12-F₁•9- F₁•6-F₁•3=0;

-686,88кН;

?Y=0; F₂ -3F₁-N_4-12•cos45⁰ =0;

кН

N_4-5=-686,88кН (В₄-6), N_4-12=121,443кН (5-6).

Вырежем узел 5



?Y=0; - F₁- N_5-12=0; N_5-12=- F₁;

N_5-12=-57,24кН (6-7).

Обозначим полученные усилия в стержнях от постоянной нагрузки:

От снеговой нагрузки:

Сечение I-I

N_1-2=0;

?M₂=0; F₂•3-N_10-11•3=0;

N_10-11=(F₂•3)/3=F₂=787,97кН;

?Y=0; F₂+N_10-2•cos45⁰=0;

N_10-2=-(F₂/cos45⁰)=-(787,97/0,707)=-1114,53кН;

N_1-2=0 (B₁-1), N_10-11=787,97кН (Н-2), N_10-2=-1114,53кН (1-2).

Сечение II-II

?M₁₁=0; N_2-3•3+F₂•6-F₁•3=0;

кН;

?Y=0; F₂ - F₁ - N_2-11•cos45⁰=0;

кН

N_2-3=-1400,84кН (В₂-3), N_2-11=866,86кН (2-3).

Вырежем узел 3

?Y=0; - F₁- N_3-11=0; N_3-11=- F₁;

N_3-11=-175,1кН (3-4).

Сечение III-III

?M₄=0; F₂•9-F₁•6-F₁•3-N_11-12•3=0;

9F₂ - 9F₁ - 3N_11-12=0;

кН

?M₁₁=0; F₂•6-F₁•3+N_3-4•3=0;

кН

?Y=0; F₂+N_11-4•cos45⁰-2F₁=0; кН

N_11-12=1838,61кН (Н-5), N_3-4=-1400,84кН (В₃-4); N_11-4=-619,2кН (4-5).

Сечение IV-IV

?M₁₂=0; N_4-5•3+F₂•12-F₁•9- F₁•6-F₁•3=0;

-2101,28кН;

?Y=0; F₂ -3F₁-N_4-12•cos45⁰ =0;

кН

N_4-5=-2101,28кН (В₄-6), N_4-12=371,53кН (5-6).

Вырежем узел 5

?Y=0;

-F₁- N_5-12=0;

N_5-12=- F₁;

N_5-12=-175,1кН (6-7).

Обозначим полученные усилия в стержнях от снеговой нагрузки:

От опорных моментов:

Для определения усилий от опорных моментов построим диаграмму от единичного момента, приложенного к левой опоре. Зеркальное отражение этих усилий дает значение усилий от ед. момента, приложенного к правой опоре.

Для построения диаграммы единичный момент заменим парой сил с плечом, равным расчетной высоте фермы на опоре:

кН

Значения вертикальных опорных реакций фермы:

кН

Результаты расчета фермы приведены в таблице.

Размещено на Allbest.ru

...