close

Вход

Забыли?

вход по аккаунту

код для вставкиСкачать
Министерство образования и науки Российской Федерации
Федеральное агентство по образованию
Саратовский государственный технический университет имени Гагарина Ю.А.
Кафедра «Промышленное и гражданское строительство»
Расчетно-пояснительная записка
к курсовому проекту по дисциплине
«Металлические конструкции, включая сварку»
Проектирование стального каркаса
одноэтажного промышленного здания в г.Белгород.
Выполнил: студент гр. Б2-СТЗС 31
Шигербаева А.
Проверил: Шагивалеев К.Ф.__
Саратов
2014
1
Содержание
Введение
Исходные данные
1
1.Компоновка поперечной рамы
2
2.Сбор нагрузок на поперечную раму
2.1 Постоянная нагрузка
2.2 Снеговая нагрузка
2.3 Крановая нагрузка
2.4 Ветровая нагрузка
3
3.Статический расчет рамы
4
4.Определение расчетных усилий в стойке рамы
5
5.Проектирование колонны
5.1 Определение расчетных длин колонны
5.2 Подбор сечения верхней части колонны
5.3 Подбор сечения нижней части колонны
5.4 Расчет и конструирование узла сопряжения верхней и
нижней частей колонны
5.5 Расчет и конструирование базы колонны
6
6.Конструирование и расчет стропильной фермы
6.1 Сбор нагрузок на ферму
6.2 Подбор сечения элементов фермы
6.3 Расчет укрупнительного стыка фермы
6.4 Расчет сопряжения колонны с фермой
7
7.Конструирование и расчет подкрановой конструкции
8
8.Список использованных источников
Приложение
2
3
4
5
6
7
8
8
10
12
12
15
15
15
19
22
27
30
30
31
36
36
39
43
44
Введение
Выполнение курсового проекта «Каркас одноэтажного промышленного
здания» по дисциплине «Металлические конструкции» направлено на усвоение
знаний, полученных при изучении теоретической части этой дисциплины и на
выработку практических навыков расчета и проектирования металлических
конструкций.
В
курсовом
проекте
рассматриваются
особенности
размещения
конструктивных элементов каркаса в плане и по высоте, схемы связей между
колоннами, горизонтальных и вертикальных связей по покрытию, компоновка
поперечной рамы, правила определения величин и характера действующих на
каркас различных нагрузок – постоянной, временных.
Расчет стальных конструкций производится по методу предельных состояний
в соответствии с положениями СНиП II-23-81* «Стальные конструкции» и
согласно СНиП 2.01.07-85* «Нагрузки и воздействия».
3
Исходные данные
пролет здания, L .................................................................................... 30 м
шаг колонн, B ........................................................................................ 12 м
длина здания, ....................................................................................... 132 м
отметка верха колонны...................................................................... 14,4 м
грузоподъемность крана, Q............................................................... 160/32
режим работы мостовых кранов ............................................................ 3К
район строительства ..................................................................... Белгород
несущие конструкции покрытия ................................ фермы из спаренных уголков
Характеристики крана 160/32 3К
пролет моста крана Lкр ...................................................................... 27,5 м
тип кранового рельса ....................................................................... КР120
нагрузка на колесо крана:
р*......................................................................................................... 305 кН
р*1 ....................................................................................................... 315 кН
масса:
тележки .................................................................................................. 46 т
крана ...................................................................................................... 162 т
размеры:
А2 ...................................................................................................... 1600 мм
А3 ........................................................................................................ 900 мм
А4 ...................................................................................................... 1900 мм
В ....................................................................................................... 10500мм
В2 ......................................................................................................... 500 мм
Н ........................................................................................................ 4500 мм
Расчетная снеговая нагрузка Sq .................................. 1,8 кПа (III район)
Нормативная ветровая нагрузка W0 .............................. 0,3 кПа (II район)
4
Компоновка поперечной рамы
Компоновка рамы заключается в определении всех необходимых размеров:
Рис. 1.1
1. Компоновка поперечной рамы
Компоновка поперечной рамы начинаем с установления основных
габаритных размеров конструкций в плоскости рамы.
Высота цеха Н 0 определяется расстоянием от уровня пола до головки
кранового рельса Н и расстоянием от головки кранового рельса до низа
стропильных конструкций Н , т.е. Н 0 = Н + Н
Расстояние
приводится в задании на проектирование
Н 0 =14,4м.
промышленного здания, а расстояние Н2 вычисляется по формуле
1
2
Н
 Н
2
К
1
2
 100  f  4800  100  300  4800 мм .
где Н К –высота мостового крана, которая принимается по стандарту на мостовые
краны Н К =4800мм;
f – размер, учитывающий прогиб ферм ( f =200..400мм), f =400мм;
100 – зазор (в мм.) между верхом тележки крана и фермой.
Н = Н 0 - Н =14400-5200=9200(мм).
Высота верхней части колонны (от ступени до низа фермы)
1
Н
2
 h б  h р  Н 2  1800  170  5200  7170 мм .
В
где
– высота подкрановой балки, которая принимается равной 1/8 пролета
балки (шага колонн), h б  1800 мм . ;
h р – высота кранового рельса по стандарту на мостовые краны h р =170мм.
Высота нижней части колонны (от фундамента до ступени):
hб
Н Н  Н 0  Н В  1000  14400  7170  1000  8230 мм .
где 1000 – заглубление (в мм) опорной плиты базы колонны.
Общая высота колонны рамы от низа базы до низа ригеля:
5
Н= Н  Н =7170+8230=15400мм.
Стропильная ферма принимается типовой, поэтому высота фермы равна
Н  2900 мм . Принимаем привязку а=250 мм., высоту сечения верхний части
колонны: h  Н / 12  7170 / 12  597 ,5 мм .  h  700 мм .
В
Н
Ф
В
В
В
l 1  В 2  ( h В  а )  75  500  ( 700  250 )  75  1025 мм .  1250 мм
Принимаем l =1250мм., кратно 250мм.
1
h Н  1250  250  1500 мм .
Рис. 1.2
Рис.1
2. Сбор нагрузок на поперечную раму
30000
6
15400
8230
7170
Принимаем расчетную схему рамы с жестким сопряжением элементов.
Рис. 2.1
Пространственную систему каркаса промышленного здания расчленяем на
плоские поперечные рамы. Так как центры тяжести не верхней и нижней частей
колонны не совпадают, вычисляем величину эксцентриситета:
e 0  0 ,5 ( h н  h в )  (1500  700 ) 2  400 мм .
2.1. Постоянная нагрузка
Табл.1
Вид нагрузки
н
q , кН / м
1. Защитный слой (битумная мастика с
втопленным гравием)
2. Гидроизоляция (4 слоя рубероида)
3. Утеплитель базальтовый t=20 см.,
p=140кг/м^3
4. Пароизоляция ( 1 сл. Рубероида)
5. Стальная панель с проф.настилом
6. Собственный вес металлических
конструкций шатра
Итого :

2
f
q , кН / м
0,4
1,3
0,52
0,2
1,3
0,26
0,28
1,2
0,336
0,05
1,3
0,07
0,35
1,05
0,37
0,3
1,05
0,32
1,58
2
1,876
Равномерно распределенная нагрузка на ригель рамы равна:
q п   п g кр в ф / cos   1,58  1,13  12 / 1  22 ,56 кН / м .
Опорная реакция ригеля:
FR 
qп  l

22 , 56  30
2
2
 338 , 4 кН
.
где L – пролет поперечной рамы (м), l=30м;
Нагрузку от собственного веса колонн, стенового ограждения и заполнения
оконных проемов представляем в виде сосредоточенных сил F1 и F2, приложенные
к стойкам, соответственно, в уровне уступа и в узле сопряжения с ригелем.
Расчетный вес колонны.
Верхняя часть (20% веса)
G в  0 ,3  1, 05  0 , 2  15  12  11 ,34 кН .
Нижняя часть колонны (80% веса):
G н  1, 05  0 ,8  0 ,3  15  12  45 ,36 кН
.
Поверхностная масса стен - 2 кН/м², переплетов с остеклением - 0,35 кН/м².
7
F1  1, 2  2 ( 7 ,17  3 ,15  1  2 , 4 )  12  1,1  0 , 35  12  12   11 , 3  273 , 74 кН
F2  1, 2  2 ( 8 , 23  6 )  12  1,1  0 , 35  6  12   45 , 36  137 , 3 кН
М п

.
.
FR  F1 ео  338 , 4  273 , 74   0 , 4  244 ,86 кНм .
2.2. Снеговая нагрузка
Расчетная снеговая нагрузка Sq=1,8 кПа.
Снеговую нагрузку на ригель поперечной рамы одноэтажного промышленного
здания принимают равномерно распределенной, равной распределению веса
снегового покрова на 1 м2 покрытия на ширину расчетного блока В.
Расчетная равномерно распределенная снеговая нагрузка на ригель рамы
определяется по формуле:
q СН  S q   n  B  1,8  1  12  21 , 6 кН / м ,
Опорная реакция ригеля:
FR 
'
21 , 6  30
 324
2
кН.
Из–за уступа в стойках рамы в месте сопряжения верхней и нижней частей
колонн от снеговой нагрузки появятся сосредоточенные моменты величиной
'
М С  F R  e 0  324  0 , 4  129 , 6 кНм .
e0 =
ℎн−ℎв
2
=
1,5−0,7
2
=0,4
2.3. Крановая нагрузка
При движении мостовых кранов на верхний пояс подкрановой балки через
каждое колесо передается вертикальная F и горизонтальная Тк сосредоточенные
силы.
Величина силы F переменна и зависит от положения тележки крана с грузом.
Максимальное значение F MAX =483 кН зависит от крана и определяется по СНиП,
а наименьшее нормативное значение вертикальной силы F MIN (тележка с грузом
удалена от колонны) определяется по формуле:
F MIN 
Q  QК
n0
 F MAX 
1600  2080
 310  150 кН
8
где n =8 – число колес 1-го мостового крана с одной стороны.

QК  (
162000  46000
)  10  2080 кН
1000
160000  10
Q 
 1600 кН
1000
Gпб=0,4∙12∙15=72кН- вес подкрановой балки.
Нагрузка от кранов передается на поперечную раму в виде вертикальных сил
Dmax и Dmin, приложенных к стойкам в уровне ступеней. Расчетные величины
этих сил определяются при невыгодном расположении двух сближенных кранов
по линиям влияния опорных реакций подкрановых балок из выражений
8
D MAX   n 
f

  F MAX  y i  
C
f
 G ПБ  
f
 q T  bT  B  
 1,1  0 ,85  2488 , 45  1, 05  0 , 55  12  15   2430 , 65 кН
D MIN  1,1  0 ,85  150  8 , 035  1, 05  99   1230 ,86 кН
Силы Dmax и Dmin приложены по оси подкрановой ветви и с
эксцентриситетом e К по отношению к оси нижней части колонны, величину
которого предварительно принимают равной e К  0 ,5  h  0 ,5  1,5  0 , 75 м . Поэтому
в местах приложения сил Dmax и Dmin на стойках поперечной рамы возникают
изгибающие моменты:
M
 D MAX  e K  2430 , 65  0 , 4  1822 , 99 кНм
MAX
,
 D MIN  e K  1230 ,86  0 , 4  923 ,15 кНм
.
Горизонтальная сила от мостовых кранов, передаваемая одним колесом:
M
MIN
 0 , 05  Q  G T  / n 0  0 , 05  160  461  / 4  7 , 76 кН
Н
TК
где G T – вес тележки;
0,05 – коэффициент для кранов с гибким подвесом груза;
n 0 - количество колес крана.
Расчетная горизонтальная сила Т, передаваемая подкрановыми балками на
колонну от сил T КН , определяется при том же положении мостовых кранов, т. е. :
T  
f

F
3200
1600
  TК
Н
C
 y i  1,1  0 , 95  7 , 76  8 , 035  65 ,18 кН
F
900
F
5400
F
900
F
1600
1600
F
900
10400
F
5400
F
900
10400
12000
12000
0,21
0,4
1600
0,48
0,73
0,13
0,66
0,93 1
Рис. 2. Определение нагрузки от мостовых кранов.
2.4. Ветровая нагрузка
Ветровая нагрузка изменяется по высоте и ее расчетное значение
9
вычисляется по формуле:
q w    w 0 kcB ;
где w0 – давление ветра;
Нормативная ветровая нагрузка для II района W 0  0 ,30 кН / м 2 .
 =1,4 – коэффициент надежности по нагрузке;
к – коэффициент, учитывающий изменение ветрового давления по
высоте;
c – аэродинамический коэффициент;
B – ширина грузовой площади равная шагу колонн.
q в  0 ,95  1, 4  0 ,3  0 ,8  12 k  3,83 k .
Для h≤5 м. - k=0,5; для 5<h≤10 м. - k=0,65; для 10<h≤20 м. - k=0,85;
Для 5м q  1, 4  0 ,3  0 ,5  0 ,8  12  2 , 06 кН / м ,
Для 10м
q  1, 4  0 ,3  0 , 65  0 ,8  12  2 , 62 кН / м
Для 20м
q  1, 4  0 ,3  0 ,85  0 ,8  12  3, 43 кН / м ,
,
Для 15,4м q  1, 4  0 ,3  0 , 758  0 ,8  12  3,06 кН / м ,
Ветровую нагрузку в пределах покрытия заменяем сосредоточенной силой F
F в  0 ,5 ( q w 1  q w 2 ) H ф  ( 3 , 42  3 , 056 )  3,15 / 2  10 , 21 кН ,
Fв '  Fв 
0 ,6
 7 , 66 кН
0 ,8
.
Эквивалентная равномерно распределенная по высоте нагрузка
q ЭКВ 
М 
2М
Н

2
2  307 ,8 кНм
2
15 , 4 м
2 , 016  15 , 4 
2
2

1
2
 2 ,59 кН / м
 5  0 , 604   8 ,333  0 , 604  13 , 6  5 , 4  0 , 435 
2
'
q ЭКВ
0 ,8
 0 ,6 
2 , 59
1
2
 239 , 06  12 ,58  44 ,358  11 ,81  307 ,8 кНм
q ЭКВ 
q ЭКВ
 0 , 6  1,94 кН / м
0 ,8
10
 4 , 6  11 ,8 
500
Í àï ðàâëåí èå âåò ðà
3,09
2900
3,09
2,83
6470
2,83
2,5
5000
2,5
1,92
5000
7930
1,92
1,92
1,92
Рис. 3. Схема ветровой нагрузки на раму.
2.5. Учет пространственной работы каркаса.
Учесть пространственную работу каркаса можно, определив смещение
рамы в системе пространственного блока, состоящего из 5–7 плоских поперечных
рам, соединенных в уровне ригеля и пространственных конструкций
продольными элементами конечной жесткости.
Сложность заключается в определении величины, характеризующей
отношение смещения отдельной рамы, включенной в пространственный каркас к
ее смещению без учета работы блока. Эта величина обозначается  пр , находится
по формуле:
 nн

 1 ,
  yi

 пр  1      
где
– число колес кранов на одной нитке подкрановых балок ( n н  2 n 0 );
 y i – сумма ординат, определяемая по линиям влияния;
 ,   – коэффициенты упругого отпора, зависящие от параметра 
(табл. 12.2 [3]) характеризующего соотношения жесткостей поперечной рамы и
покрытия:
nн
B d I Н
 

3
H
IП
3
где
1
1
с
1+ 3 
d= =
IН
IП
=
1
1,61
,
=0,621
– отношение суммы моментов инерции нижних частей колонн к
моменту инерции продольных связей по нижним поясам фермы и эквивалентного
момента инерции кровли (см. п. 12.3 [3])
∑
Принимаем  =0,4
тогда:
β=
123
15,4,3
П
∙0,4∙0,621=0,1175→ 0,15
11
α=0,58, ′ = −0,26
Из этого следует, что
 16

 1   0, 582
 9

 пр  1  0, 62  0, 26  
пр =1-0,58+0,26(
8
.
)=0,716
8,035−1
12
3. Статический расчет рамы
Статический расчет рамы выполнен с помощью программы FRAME, основой алгоритма которой служит метод
конечных элементов.
Расчет рамы со стойками переменного сечения и шарнирным сопряжением ригеля с колоннами.
Усилия в сечениях левой стойки рамы.
Сечения стойки
№
Нагрузка
nc
1-1
2-2
нагр.
M, кН*м Q, кН
N, кН
M, кН*м Q, кН
N, кН
1
Постоянная
1 104,4847 6,920179 749,4
161,4023 6,920179 612,4
2
1 71,96099 1,641099
Снеговая
0,9 64,76489 1,476989
На левую
Стойку
3
DMAX
4
На правую
Стойку
5
На левую
Стойку
6
На правую
Стойку
7
На левую
Стойку
8
На правую
Стойку
324
291,6
76,88999 1,476989
291,6
-725,976
-71,1347
2428,6
-1311,41
-71,1347
2428,6
0,9
-653,378
-64,0212
2185,7
-1180,27
-64,0212
2185,7
1
-7,64934
-71,1347
1223,8
-494,091
-71,1347
1223,8
0,9
-6,8844
-64,0212
1101,46
-444,682
-64,0212
1101,46
-430,504 50,49567
0
-14,6668 50,49567
0
-387,454
45,4461
0
-13,2002
45,4461
0
1
-123,132 7,995563
0
-57,3282 7,995563
0
0,9
-110,819 7,196007
0
-51,5954 7,196007
0
1
-421,622 47,32105
0
-119,884 26,00535
0
0,9
-379,46 42,58894
0
-107,895 23,40481
0
0,9
Ветровая
85,43332 1,641099
1
1
T
324
1 390,7127
-40,309
0
124,6709
-24,3428
0
0,9 351,6414
-36,2781
0
112,2038
-21,9085
0
Сечения стойки0
№
нагр.
Нагрузка
nc
3-3
M, кН*м
Q, кН
4-4
N, кН
M, кН*м
Q, кН
N, кН
12
1
Постоянная
2
Снеговая
На левую
Стойку
3
DMAX
4
На правую
Стойку
5
На левую
Стойку
T
6
На правую
Стойку
7
На левую
Стойку
Ветровая
8
Hв=7,17 м;
Hн=8,23 м;
На правую
Стойку
H=15,4 м;
а=1,8 м;
с=5,37 м;
αпр=0,72
м;
L=30 м;
qп=22,56 кН*м;
n=7;
n2=6,09;
Мп=-244,86 кН*м;
Мфп=33,84кН*м
1
-83,4577 6,920179
612,4
1
-44,1667 1,641099
324
0,9
-39,75 1,476989
1 510,0356
291,6
-33,84 6,920179
-32,4 1,641099
-29,16 1,476989
338,4
324
291,6
-71,1347
0
0
-71,1347
0
459,032
-64,0212
0
0
-64,0212
0
1 423,7892
-71,1347
0
0
-71,1347
0
0,9 381,4103
-64,0212
0
0
-64,0212
0
-14,6668 50,49567
0
0
-14,2143
0
-13,2002
45,4461
0
0
-12,7929
0
1
-57,3282 7,995563
0
0 7,995563
0
0,9
-51,5954 7,196007
0
0 7,196007
0
1
-119,884 26,00535
0
0 7,435047
0
0,9
-107,895 23,40481
0
0 6,691542
0
0,9
1
0,9
1 124,6709
-24,3428
0
0
-10,433
0
0,9 112,2038
-21,9085
0
0
-9,38966
0
qс=21,6 кН*м;
Мфс=32,4кН*м
Т=64,71 кН;
q1=2,59 кН*м;
Мс=-129,6 кН*м;
Ммакс=1821,45
кН*м;
Ммин=-917,88
кН*м;
q2=1,94 кН*м;
W1=10,21 кН;
W2=7,658 кН;
13
4. Определение расчетных усилий в стойке рамы
Таблица 4.1
Сечения стойки
Комбинация усилий
+Mmax
Nсоотв
–Mmax
Nсоотв
Nmax
+Mсоотв
Nmax
–Mсоотв
nc=1
nc=0,9
nc=1
nc=0,9
nc=1
nc=0,9
nc=1
nc=0,9
№ нагрузок
Усилия
№ нагрузок
Усилия
№ нагрузок
Усилия
№ нагрузок
Усилия
№ нагрузок
Усилия
№ нагрузок
Усилия
№ нагрузок
Усилия
№ нагрузок
Усилия
1-1
М, кНм
N, кН
1,4,5+
527,34,781
1973,2
1,2,4,5+,8
901,46
2142,46
1,3,5-1052
-3178
1,3,5,7
-1315,8
-2935,1
1,3,5+
-190,98
-3178
1,2,3,5+,8
254,96
-3226,7
1,3,5-1052
-3178
1,2,3,5-,7
-1251,039 _ -3226,7
2-2
М, кНм
3-3
N, кН
1,8
286,07
-612,4
1,2,8
350,49
-904
1,3,6-1207,34
-3041
1,3,6-,7
-1178,36
2798,1
1,3,6+
+6-3041
-1092,68
-3041
=
1,2,3,6+,8
-778,18
-3089,7
1,3,6-1207,34
-3041
1,2,3,6-,7
-1101,47
-3089,7
М, кНм
N, кН
1,3,6+
483,91
-612,4
1,3,6+,8
539,37
-612,4
1,7
-203,03
-612,4
1,2,7
-231,1
-904
1,2
-127,623
-936,4
1,2,3,6,8
501,15
-904
1,2
-127,623
-936,4
1,2,7
-231,1
-904
4-4
М, кНм
N, кН
- 14 -
По изгибающим моментам и нормальным силам от каждого вида загружения
составляем наиболее невыгодные сочетания. При составлении сочетаний
рассматриваются два основных сочетания нагрузок:
 постоянная нагрузка плюс одна временная с коэффициентом сочетания nc=1;
 постоянная нагрузка плюс не менее двух временных с коэффициентом сочетания
nc=0,9.
Эпюры от расчетных нагрузок, nc=1:
Ниже приведены эпюры расчетных значений
М
,
Q
,
N
.
Постоянная нагрузка
Рис. 3.2
Снеговая нагрузка
Рис. 3.3
Вертикальная нагрузка от мостовых кранов на левую стойку
Рис. 3.4
Вертикальная нагрузка от мостовых кранов на правую стойку
27
Рис. 3.5
Горизонтальная нагрузка от мостовых кранов на левую стойку
Рис. 3.6
Горизонтальная нагрузка от мостовых кранов на правую стойку
Рис. 3.7
Ветровая нагрузка на левую стойку
Рис. 3.8
Ветровая нагрузка на правую стойку
Рис. 3.9
28
5. Проектирование колонны
Проектирование ступенчатой колонны выполняется раздельно для верхней
(надкрановой) и нижней (подкрановой) частей. Материал – сталь С235, бетон
класса В15.
5.1. Определение расчетных длин колонны
Расчетные длины в плоскости поперечной рамы определяются для нижней части
(lx1) и нижней частей (lx2).
Нв/Нн=l2/l1=7,17/15,4=0,466>0,6,
n 
I в l1

I н l2
 
1  8 . 23
7  7 . 17
F1  F2

273 , 74  137 ,304
F2
1 
l1

l2
 0 . 164
 2 ,99
137 ,304
Iн
Iв

8 , 23
7

7 ,17
 1,33
2 ,99
→
1=3,31 (для нижнего участка) и
2 
1
1
3 ,31

 2 , 49
1,33
(для верхнего участка)
Для нижней части колонны: lx1=1l1= 3,31  8 , 23  27 , 24 м ; lx2=2l2=
2 , 49  7 ,17  17 ,85 м .
Расчетные длины из плоскости рамы для нижней и верхней частей колонны
равны соответственно: ly1= H н  8 , 23 м , ly2= Н в  hб  7 ,17  1,8  5,37 м .
5.2. Подбор сечения верхней части колонны
Сечение верхней части колонны принимаем в виде сварного двутавра высотой
hв=700мм. N=-904кН; M=-501,15кНм.
Определяем ix и x по формулам для симметричного двутавра: ix=0,42h=0,294м;
x =0,35h=0,245м.
Условная гибкость
толщиной до 20мм

x
 (l x 2 / ix ) R / E 
17 ,85

0 , 294
R у  230 МПа , E  2 , 06  10 кН / см
4
m x  M /( N  0 ,35 h ) 
2
23
2 , 06  10
4
 2 , 029 ;
(для стали С235
).
50115
904  24 ,5
 2 , 262
.
Значение коэффициента  определяем по табл.73. по СНиП II-23-81* .
=(1,75-0,1m)-0,02(6-m)  x =(1,75-0,1·2,262)-0,02(5-2,262) ·2,029=1,41
mef=mx= 1, 41  2 , 262  3,196 .
По
А тр 
N·
 R
СНиП

904 ·0,95
0 ,302  23
т.
II-23-81*
74
определяем
значение
е
=
0,302→
 123 , 64 см .
2
  
29
Компоновка сечения
Задаемся предварительно толщиной полок tп=14мм и определяем высоту стенки
по формуле hст= hв  2 t п  70  2  1, 4  67 , 2 см .
⁻ = 1,2 + 0,35 =1,2+0,35  2,029=1,91
ℎ
 тр =



√ 
E
⁻
=
67,2  0,0334
1,91
=1,18см
Поскольку сечение с толстой стенкой неэкономично назначаем толщину стенки
tст=8мм.
ℎ1 ≈ 0,4  ⁻
√

=18,29 см 2
Далее определяем требуемую площадь полки
А тр  2  t w  h 1
А fтт 
Е
Rу

123 , 64  2  0 ,8  18 , 29
2
 47 ,188 см
2
2
Из условия местной устойчивости верхней части колонны из плоскости
537
действия момента ширина полки bn>ly2/20= =26,85.
20
Принимаем bп=280 мм.
п
tп 
А fтт
 1 ? 68
bп
b св / t n 
28  0 . 8
→1,8
 15 . 114 . 87
1 .8
( 0 ,36  0 ,1

х

 0 . 01 (1 . 5  0 . 7  х ) wx

E / R у  0 . 36  0 . 1  2 . 029  0 . 01 (1 . 5  0 . 7  2 . 029 )  2 . 262  
 29 . 92  14 . 87
Примем


t п =2см
=13,6<14,87
Из условия местной устойчивости полки
Геометрические характеристики сечения
2
Полная площадь сечения:
A0  2  28  2  0 ,8  66  164 ,8 см .
Расчетная площадь сечения с учетом только устойчивой части стенки:
2
Ared  2  28  2  2  0 ,8  18 , 48  141 ,568 см .
Ix 
0 ,8  66
12
3
 66  2  
4
 2  28  2  
 133854 , 4 см

2


2
I y  2  2  28 / 12  7317 , 33 см
3
Wx 
Ix
 3824 , 4 см
h/2
3
4
.
.
 x  W x / A0  3824 , 4 / 164 ,8  23 , 21 см
ix 
I x / A0  28 ,5 см
.
.
.
30
iy 
I y / A0  6 , 7 см
.
x
y
y
x
Рис.5.
Проверка устойчивости верхней части колонны в плоскости действия момента
х=lx2/ix=1785/28,5 =62,63;  x =х
y=ly2/iy= 537/6,7=80,15;  y =y
m x  M х /( N  x ) 
Значение
59140

коэффициента
определяем
 2 , 68
20600
2  28
0 ,8  66
по
 2 , 093
20600
23
R у / E  80 ,15 
 5 ; Aп/Аст
404 , 4  28 ,96
23
R у / E  62 , 63 
т.
 1, 06  1 . →
73
СНиП
II-23-81*
  (1,9  0 ,1m x )  0 . 02 ( 6  m x )  x  1,51 .
m ef   m x  1,51  2 ,39  3 , 6089
.
По табл. 74 СНиП II-23-81*  е  0 , 276 . Проверку делаем по редуцинированной
площади в соответствии с п. 7.20* СНиП II-23-81*.
 е  Ared
23  22 , 66

904
 22 , 66 кН / см
0 , 276  141 ,568
 100 %  1, 48 %
23
1/ 3
 М2 
М1  М 2
l2
 283 ,93 
 591 , 4  283 ,93
6 , 47
M
x
 M max / 2  295 , 7 кНм
2
( 6 , 47 
4970
591,4
1
283,93
4 ,97 )   367
, 27 кНм
3
Рис. 6
.
По модулю
 23 кН / см
.
Проверка устойчивости верхней части
колонны из плоскости действия момента:
Максимальный момент в средней трети
расчетной длины стержня найдем по
формуле:
Mx
2
6470
Недонапряжение
N
1500
 
.
31
mx  M
При
mx  5
коэффициент
1/3
x
A /( NW x ) 
c   /( 1    m x ) 
21871  164 ,8
904  3824 , 4
0 ,95
1  0 , 702  1, 04
 1, 04
 0 ,55

=√  =√0,894 = 0,95


y= 2,68 →  = 0,454
 =3,14 →  =0,406
по т. 10 СНиП II-23-81*.
  1 ,   0 , 65  0 , 05 m x  0 , 702
.
проверку устойчивости колонны из плоскости действия момента проводим с
учетом расчетной площади сечения
 
N
c  y A red

904
0 ,55  164 ,8  0 , 454
 21 ,96 кН / см
2
 23 кН / см
2
.
5.3. Подбор сечения нижней части колонны
Сечение нижней части колонны сквозное, состоящее из двух ветвей,
соединенных решеткой. Высота сечения hн=1250мм. Подкрановую ветвь принимаем
из широкополочного двутавра профиля, наружную – составного сечения из трех
листов.
N1=-3226,7кН; M1=-1251,04кНм.
N2=-3226,7кН; M2=254,96кНм.
Определим примерное положение центра тяжести сечения. Принимаем z0=50мм;
h0=h-z0=1500-50=1450мм.
y1  0 , 45 h0  65 , 25 см
y 2  0 , 55 h 0  79 , 75 см
.
Усилия в ветвях определим по формулам:
N в1  N 1
N в2  N 2
y2

M1
h0
y1
79 , 75
 3226 , 7
h0

125104
145
M2
h0

 3226 , 7
h0
65 , 25
 2637 , 48 кН
,
 1627 ,854 кН
.
145

25496
145
145
Определяем требуемую площадь каждой ветви и назначаем сечение.
Для подкрановой ветви задаемся =0,8, R=250МПа.
А в 1 тр 
N в1
R

2637 , 48  0 ,95
0 ,8  23
 136 ,174 см
2
По сортаменту выбираем широкополочный двутавр 40Ш2:
2
А в 1  141 , 6 см , i x 1  16 , 75 см , i y  7 ,14 см .
Для наружной ветви
Ав 2 тр 
N в2
R

1627 ,85  0 ,95
0 ,8  23
 84 , 05 см
2
.
Для удобства прикрепления элементов решетки просвет между внутренними
гранями полок принимаем такими же, как в подкрановой ветви (364 мм). Толщину
стенки швеллера для удобства ее соединения встык с полкой подкрановой части
32
колонны принимаем tст=14 мм; высота стенки из условия размещения сварных швов
hст =422 мм.
Требуемая площадь полок
2
А п  ( Ав 2 тр  t ст h ст ) / 2  ( 84 , 05  42 , 2  1, 4 ) / 2  14 ,5 см .
Из условия местной устойчивости полки швеллера по т. 29* СНиП II-23-81*.
b n / t n  ( 0 , 38  0 , 08  ) E / R  13 , 33 ,
Принимаем tn=14мм; bn=120мм. Ап  18 , 2 см 2 .
Геометрические характеристики ветви:
Ав 2  42 , 2  1, 4  2  1, 4  12  92 , 68 см
2
,
z 0  ( 42 , 2  1, 4  0 , 7  12  1, 4  2  7 , 4 ) / 92 , 68  3,13 см
,
I x 2  1, 4  42 , 2  3,13  2  1, 4  12 / 12  18 , 2  2  (( 6  ( 3,13  1, 4 ))  1645 , 68 см
2
3
2
I y  1, 4  42 , 2 / 12  18 , 2  18 ,8  2  21632 ,89 см
3
2
ix 2 
4
4
,
,
I x 2 / Ав 2  4 , 21 см
,
i y  I y / Ав 2  15 , 28 см .
Уточняем положение центра тяжести сечения колонны
h0  hн  z 0  150  3,13  146 ,87 см ,
y1 
Ав 2  h 0

Ав 1  Ав 2
92 , 68  146 ,87
92 , 68  141 , 6
 58 ,1см
,
y 2  h0  y1  146 ,87  58 ,1  88 , 77 см
.
Рис. 7
180
300
1 3 ,5
16
16
x
y
2 9 5 ,6
268
y
1 3 ,5
16
330
8,5
x
59
586
605
Проверка устойчивости ветвей.
ly=823 см.
Из плоскости:
подкрановая ветвь: y=ly/iy=823  0,0334/16,75=1,64; по т. 72 СНиП II-23-81*y=0,859.
 
N в1
 y Ав 1

2637 , 48
0 ,859  141 , 6
 21 , 68 кН / см  24 , 2 кН / см
2
2
.
наружная ветвь: y=ly/iy=823  0,0334/15,28=1,8; по т. 72 СНиП II-23-81*y=0,838.
 
N в2
 y Ав 2

1627 ,85
0 ,838  92 , 68
 20 , 96 кН / см  24 , 2 кН / см
2
2
.
33
Из условия равноустойчивости подкрановой ветви в плоскости и из плоскости
рамы определяем требуемое расстояние между узлами решетки:
 х1  lb1 / i x1   y
lb1  190 см
Проверяем устойчивость ветвей.
В плоскости рамы:
подкрановая ветвь: R / E
х1=190  0,0334/16,75=0,38<1,64;
наружная ветвь: х2=190  0,0334/4,21 =1,51<1,64
Расчет решетки подкрановой части колонны.
Поперечная сила в сечении колонны Qmax=146,2кН.
Q усл  0 , 2 A  0 , 2  (141 , 6  92 , 68 )  46 ,86  Q max  146 , 2 кН
Расчет решетки ведем на Qmax.
Усилие сжатия в раскосе
N p  Q max / 2 sin   146 , 2 / 2  0 ,84  86 , 61
(
 51 
.
угол наклона раскоса).
Задаемся р=100. По т. 72 СНиП II-23-81*=0,56.
Требуемая площадь раскоса
N p 
A р . тр . 
 R c

86 , 61  0 ,95
0 ,574  23  0 , 75
 8 ,31 см
2
.
Сжатый уголок, прикрепляемый одной полкой   0 , 75 . Принимаем
равнополочный уголок 90х6.
2
А р  10 , 6 см , i min  1, 79 ,  max  l p  R / E / imin  177 ,5  0 , 0334 / 1, 79  3,31 ,
где l p  hн / sin   150 / 0 ,84  177 ,55 см .   0 ,561 .
 
Nр
Ар

86 , 61
 14 ,56 кН / см  R   24  0 , 75  18 , 2 кН / см
2
0 ,561  10 , 6
.
2
Проверка устойчивости колонны в плоскости действия момента как единого
стержня.
Геометрические характеристики всего сечения:
2
A  Aв 1  Ав 2  141 , 6  92 , 68  234 , 28 см ,
2
2
2
2
4
I x  Aв 1 y1  Aв 2 y 2  141 , 6  58 ,1  92 , 68  88 , 77  1208315 , 24 см ,
i x  I x / A  71 ,82 см ,
 x  l x1 / i x  2724 / 71 ,82  37 ,93 см.
Приведенная гибкость
N2
 пр 
 x   1 A / A p1 
37 . 93  26 ,19  234 , 28 / 21 , 2  41 ,57
 пр  41 ,57 
24
2
2
20600
 1,39
.
Для комбинации усилий, догружающих наружную ветвь
 3226 , 7 кН .
m 
MA
NI x
( y2  z0 ) 
25496  234 , 28
3226 , 7  1208315 , 24
.
 ( 88 , 77  3 ,13 )  0 ,14
,
М
2
  0 ,871
 254 ,96 кНм
,
.
2
2
  N 2 /(  А )  3226 ,7 / 0 ,871  234 , 28  15 ,81 кН / см  24 , 2 кН / см .
34
Для комбинации усилий, догружающих подкрановую ветвь
N 1  3226 , 7 кН .
m 
MA
NI x
y1 
125104  234 , 28
3226 , 7  1208315 , 24
 58 ,1  0 , 44
,
М 1  1251 , 04 кНм
,
  0 , 75
  N n /(  А )  3226 , 7 / 0 , 75  234 , 28  18 ,36 кПа  24 , 2 кН / см .
2
Устойчивость сквозной колонны как единого стержня из плоскости действия
момента проверять не нужно, так как она обеспечена проверкой устойчивости
отдельных ветвей.
5.5 Расчет и конструирование базы колонны
Ширина нижней части колонны превышает 1 м, поэтому проектируем базу
раздельного типа.
Расчетные комбинации усилий в нижнем сечении колонны:
1)
M=254,96 кНм; N=-3226,7 кН;
2)
M=-125,104 кНм; N=-3226,7 кН;
Усилия в ветвях колонны:
Nв1=
125104

146 ,87
Nв2=
25496
146 ,87
3226 , 7
 88 , 77  2802 , 04
146 ,87

3226 , 7
146 ,87
 58 ,1  1450 , 03
кН;
кН.
База наружной ветви.
Требуемая площадь плиты:
Апл.тр.=Nв2/Rф=1450,032/1,38=1050,75 см2;
Rф=Rб=1,2.1,15=1,38 кН/см2(класс бетона В20 Rb=11,5 МПа).
B  b k  2 c 2  20 ,14  2  1, 2  2  5 , 4  33 ,34 см .
Принимаем В=34 см;
Lтр.=50см;
Апл.факт.=40·50=1700 см2>1050,75см2.
Среднее напряжение в бетоне под плитой:
ф=Nнв2/Апл.факт.=1450,03/2000=0,73 кН/см2.
Из условия симметричного расположения траверс относительно центра тяжести
ветви расстояние в свету равно 2(bп+tст-z0)=2(12+1,2-3,13)=20,14 см;
Определим изгибающие моменты на отдельных участках плиты.
Участок 1:
М1=с2/2=1,38∙3,532 /2=8,59 кНсм.
Участок 2:
35
5,62
М2=с2/2=1,38 ·
=21,64 кНсм.
2
Участок 3:
М3=αа2=0,125 · 1,38 · 122 = 24,84 кНсм.
b/a=36/12=3>2→  = 0,125
Участок 4:
2
1,38∙7,142
М4=αа2=
=
8
b/а=36/7,14=5,04
8
= 8,79 кНсм
Принимаем для расчета М3= Мmax =24,84 кНсм.
Материал плиты базы – С235 Ry=220 МПа
Требуемая толщина плиты
t пл 
6M
max
/R 
6  24 ,84
 2 , 55
23
см
принимаем tпл=40мм. Для подкрановой и наружной ветви.
Высоту траверсы определяем из условия размещения шва крепления траверсы к
ветви колонны через 4 угловых шва. Сварка полуавтоматическая электродами Э-42,
d=1,4…2мм; kf=7мм, f=0,9; z=1.05;  wf   wz  1 ; Rwf=18 кН/см2; Rwz=16,5кН/см2; f Rwf  wf
=16,2<z Rwz  wz =17,3;
Требуемая длина шва по формуле:
l ш . тр .  N в 2 / 4 k f   f  R wz 
1450 , 03
2  1, 4  16 , 2
 15 ,98 см ;
ℎ =  + 1 = 16,98 см
принимаем hтр=17см.
База подкрановой ветви.
Требуемая площадь плиты:
Апл.тр.=Nв1/Rф=2802,04/1,38=2030,46 см2;
B  b k  2 c 2  30  2  4  1, 2  2  40 , 4 см
По конструктивным соображениям свес плиты с2 должен быть не менее 4см.
Принимаем В=41 см;
Lтр.=Апл.тр./В=49,52 см, принимаем L=50м;
Апл.факт.=50  41=2050>2030,46 см2.
Среднее напряжение в бетоне под плитой:
ф=Nв1/Апл.факт.=2802,04/2050=1,37 кН/см2.
При толщине траверсы 12 мм с1=
41  30  1, 2  2
2
 4 ,3
см.
Участок1(консоль): с=с1=4,3см;
36
 с1
2
М1=
2

1,37  4 ,3
2
 12 , 67 кНсм
2
Участок 2(консоль): с=с2=5,4 см; М2=
1,37  5 , 4
2
 19 ,97 кНсм.
2
Участок 3(с опиранием на 4 канта):
b/а=36/30=1,2<2, α=0,063)
М3=фαа2=77,68 кНсм.
Принимаем для расчета М3= Мmax =77,68 кНсм.
Требуемая толщина плиты t пл  6 M max / R  3,85 см принимаем 4 см.
Высоту траверсы принимаем такую же как и для наружной ветви. Сварка
полуавтоматическая, d=1,4…2мм; kf=14мм, f=0,8; z=1; Rwf=21,5 кН/см2;
Rwz=16,2кН/см2; f Rwf=16,2<z Rwz=17,2;
Требуемая длина шва по формуле:
l ш . тр .  N в 2 / 4 k f  z  R wz 
2802 , 04
4  1  1, 4  16 , 2
 30 ,89 см
принимаем hтр=32см.
Расчет анкерных болтов базы.
6. Конструирование и расчет стропильной
фермы.
6.1. Сбор нагрузок.
1.
Постоянная нагрузка.
Нагрузка от покрытия: qкр=1,876 кН/м2
Равномерно распределенную нагрузку приводим
к сосредоточенным силам, приложенным в узлах
фермы:
F1,11  q кр Bd  1,876  12  3  67 ,536 кН ;
Опорные реакции:
Rпр=Rлев=9·67,53/2=303,84 кН.
2.
Снеговая нагрузка.
Погонная снеговая нагрузка: qсн=21,6кН/м
Равномерно распределенную нагрузку приводим к сосредоточенным силам,
приложенным в узлах фермы:
F1,11  21 , 6  3  64 ,8 кН ;
Опорные реакции:
37
Rпр=Rлев=9·64,8/2=291,6 кН.
6.2. Подбор сечения элементов фермы
Усилия в элементах фермы определяем отдельно для каждого вида загружения
с помощью диаграммы Максвелла-Кремоны.
Расчетные сочетания нагрузок и подбор сечения элементов фермы сведены в
таблицы.
44
41
,3
5
3000
1
2
3
1
2
5900
4
3
6
4
5
5
7
6
7
9
8
8
9
12
10
11
10
15
13
3150
43
27
,8
4
2900
14
6000
38
7,45
B 1,1
3
B2
6,
12
4
4,
B3
83
45
11,26
3,
6
B4
2,
69
07
0,
7
B5
2, 14
8
9
Í
5,11
B6
4,17
B7
10
9,83
12
B8
11,76
B9
13
B 10
15
39
2
В0-1
Нижний пояс
1
Верхний пояс
Элемент
№
стержня
Расчетное усилие,
кН
растяже
сжатие
ние
3
4
-
-
-
-985,9
Сечение
5
Площадь,
А,см2
6
Проверка сечений
lx/ly,см
[λ]
φmin
γ
7
290/290
54,6
300/300
98,2
300/300
24,6
590/590
54,6
8
4,33/6,25
9
10
11
12
-
0,95
13
устойчивос
ть
14
69,28/48
147,23
0,757
0,95
23,85<24
61,35/41,84
159,96
0,798
0,95
19,02<24
2,77/4,21
212,99/140,
14
400
-
0,95
22,43<24
600/1800
4,33/6,25
138,57/288
400
-
0,95
23,83<24
68,8
600/1800
4,93/7,07
121,01/254,
59
400
-
0,95
22,62<24
49,4
217/433
4,34/6,23
50/69,5
152,93
0,756
0,95
27,6
355/444
3,08/4,59
115,26/96,7
3
400
-
0,95
39,4
355/444
3,87/5,6
91,73/79,29
150
0,599
0,8
12,26
355/444
1,94/3,11
182,99/142,
77
400
-
0,95
17,56
355/444
2,3/3,59
154,35/123,
68
157,77
0,262
0,8
19,85<20,2
1
17,56
252/315
2,3/3,59
109,57/87,7
4
130,94
0,48
0,8
15,7<20,21
17,56
252/315
2,3/3,59
109,57/87,7
4
130,94
0,48
0,8
15,7<20,21
140*10
В3-6
В4-7
-
Н-2
551,85
1490,1
1
4,89/7,17
160*16
90*7
Н-5
λx/λy
прочность
В1-3
В2-4
ix/iy,см
1300,86
140*10
Н-8
1556,27
160*11
1-2
-
-809,9
21,69<24
140*9
2-3
639,17
100*7
4-5
-
-456,56
23,16<24
19,35<20,2
1
Раскосы
125*8
5-6
273,94
63*5
7-8
-
-91,31
75*6
3-4
-
-132,34
75*6
6-7
-
-132,34
75*6
22,34<24
34
6.3. РАСЧЕТ УКРУПНИТЕЛЬНОГО СТЫКА
____________________________________________________________________________________
7. Конструирование и расчет подкрановой балки.
Материал – сталь С255 Ry=250 МПа, Rs=145 МПа.
Нагрузки на подкрановую балку
Расчетные значения усилий на колесе крана:
Fк = γf · ψ · kd Fkн
Тк = γf · k · Тkн
γн = 0,95, nc = 0,95
Fkн –максимальное нормативное вертикальное усилие на катке крана, Fkн = 310
кН.
Fk = 1 · 1,1 · 310 · 0,85 =289,85 кН
Тk = 1· 1,1· 51,5 =56,65 кН.
600
5400
900
3200
6000
900
1000
6000
0,5
0,3
0,95
2,55
3
Рис.15.
Расчетный момент от вертикальной нагрузки:
M x    F k y i  1, 05  289 ,85  13 , 95  4245 , 58 кНм , где α=1,05 – учитывает влияние
собственного веса подкрановых конструкций и временной нагрузки на тормозной
площадке, yi – ординаты линий влияния.
Расчетный момент от горизонтальной нагрузки:
M y   T k y i  56 , 65  13 , 95  790 , 27 кНм .
900
3200
5400
900
900
700
12000
0,13
1
0,93
0,06
0,66 0,58
Рис.16
36
Расчетное значение вертикальной поперечной силы:
Qx = α·Σ Fk·yi = 1,05 · 289,85 · 5,323 = 1620,02 кН
Расчетное значение горизонтальной поперечной силы:
Qy = ΣTk·yi = 56,65·5,323 = 301,55 кН
Подбор сечения
Принимаем подкрановую балку симметричного сечения с тормозной
конструкцией в виде листа из рифленой стали с t = 6мм и швеллера №36.
 1 2
ℎ =

=
12
M
y
M
x

hб
790 , 27
1 2
hТ

1, 2
 1, 29
4245 ,58 1,5
= 120см
10 10
hT  h H  150 см .
W X ,ТР  M
w 
hw
x


424558  1, 29  0 ,95

Ry
 21678 ,99 см
3
24
 120
tw
h опт 
h min 
1,5  w W тр  157 , 44 см
3
5

 c R yl  l  M н
 
E  f  М
24

х
5  24  1200  400  279995
24  1, 29  2 , 06  10  424558
4
 59 ,56 см
, где
Mн = γn·Σ Fкн·yi = 1,05·289,85·9,2 = 2799,95кН∙м – момент от загружения балки
одним краном.
Принимаем hпб=160 см.
Задаемся толщиной полок tп = 2 см,
тогда hст = hб – 2 tп =160-2×2=156см
hо = hб – tп =160-2=158 см
Из условия среза стенки силой Qx:
t ст  1,5
Q X
 1,5
h ст R s
0 ,95  1620
156  13 ,92
 1, 06 см .
Принимаем tст =12 мм.
ℎ 156
= =130

1,2
Размеры поясных листов определим по формулам:
hб
I X ,ТР  W X 1ТР
I w  1, 2 
,тр =
A n ,ТР 

21678 ,99  160
2
2
 1734319 , 2 см
4
.
3
156
 379641 , 6 см
4
12
I X ,ТР
- I w =1354677,6 см 2
2 I f ,ТР
h0
2
 108 ,53 см
2
Принимаем пояс 20х560 мм. Ап=112 см2.
37
Устойчивость пояса:
b bf

tf
2 tf
=13,45<14,65
Рис.17.
1220
30
40
40
990
6
25
ÊÐ120
36
25
1350
27
200
1000
250
Áóêâåí í àÿ
î ñü
Проверка прочности сечения
Ix 
1, 2  156
3
12
WX 
A
IX
2
 156

4
 2  112 
 1, 2   1784712 ,96 см
 2

 22308 ,912 см
3
hб / 2
Расстояние от оси подкрановой балки до центра тяжести сечения:
х0 
Iy 
0 ,8  116  81 ,5  61 ,5  144 , 2
0 ,8  116  61 ,5  2  55
0 ,8  116
Wy 
A
12
Iy
X
3
 62 ,17 см .
 0 ,8  116 81 ,5  63   642  61 ,5 144 , 2  63   110  63 
2
 11119 , 09 см
2
2
2  55
3
 1006278 , 26 см
4
12
3
A
Нормальное напряжение в т.А

A
X

M
X
W
A
X

M
y
W
A
y

424558
22308 ,912

79027
 24 , 7 кН / см
2
 R  25 кН / см
2
11119 , 09
Прочность стенки на действие касательных напряжений на опоре обеспечена,
38
т.к. принятая толщина стенки больше определенной из условия среза.
Жесткость балки также обеспечена, т.к. принятая высота балки hб > hmin
Прочность стенки балки от действия местных напряжений под колесом крана:
 locy 
Fk
где
,
t w lef
γ = 1,4 – коэффициент увеличения нагрузки на колесе, учитывающий возможное
перераспределение усилий между колесами и динамический характер нагрузки.
Fk = Fkн · γn = 310 · 1,1 = 341 кН.
I
f1
 Ir 
bft
3
f
 4924 
12
56  2
3
 4961 ,33 см
4
12
Ip = 4923,8см4 – момент инерции рельса КР-120;
с = 3,25 – коэффициент податливости сопряжения пояса и стенки для сварных
балок.
l ef    3
I1 f
 52 ,16
tw
 my 
1, 4  341
1, 2  52 ? 16
 7 ? 63 кН / см
2
 R  25 кН / см
2
39
8. Список использованных источников
1.
СНиП II-23-81*. Стальные конструкции/Госстрой СССР.М.:ЦИТП Госстроя СССР, 1990.-96с.
2.
СНиП II-2.01.07-85*. Нагрузки и воздействия/Госстрой СССР.М.:ЦИТП Госстроя СССР, 2003.-44с.
3.
Металлические конструкции/Е.И. Беленя, В.А. Балдин и др.; под
общей редакции Е.И. Беленя. - М.: Стройиздат,1986.-560с.
4.
Пособие по проектированию стальных конструкций (к СНиП II23-81*. Стальные конструкции)/ЦНИИСК им. Кучеренко Госстроя СССР,
1989.-272 с.
5.
Легкие конструкции одноэтажных производственных зданий.
Справочник проектировщика/Е.Г. Кутухин, В.М. Спиридонов, Ю.Р. Хромец. М.: Стройиздат,1988.-263 с.
6.
Стальные
конструкции
производственных
зданий.
Справочник/А.А. Нилов, В.А. Пермяков, А.Я.
Прицкер. - Киев:
Будiвельник,1986.-272 с.
7.
Шагивалеев К.Ф. Статический расчет поперечной рамы
одноэтажного промышленного здания. – СГТУ, 1995.-72 с.
40
Приложение
Ведомость курсового проекта
№п/п Формат
1
А-4
2
А-1
Наименование
Кол-во
Пояснительная записка
40
Графическая часть
2
Примечание
41
1/--страниц
Пожаловаться на содержимое документа