Металлоконструкции

Міністерство освіти України

Криворізький Технічний Університет

Будівельний факультет

Кафедра будівельних конструкцій

Металеві конструкції одноповерхової виробничої будівлі

Розрахунково - пояснювальна записка до курсового проекту № 2

керівник: Ковалёв А.Ф.

студент групи ЗПЦБ 94-2 Коновалов С.В.

Кривий Ріг

1999 р.

ЗМІСТ

I. Визначення навантажень і розрахунок рами каркасу одноповерхової будівлі 2

1. Компонування конструктивної схеми рами каркаса 2

2. Визначення розрахункової схеми рами і діючих навантажень 3

3. Навантаження від снігу 4

4. Навантаження від мостових кранів 4

5. Навантаження від вітру 5

6. Розрахунок поперечної рами. 7

II. Розрахунок та конструювання позацентрово-стиснутих одноступінчатих колон 9

1. Підбір перерізу стержня позацентрово-стиснутої ступінчатої колони 9

2. Визначення розрахункових довжин 9

3. Підбір перерізу верхньої частини колони 9

4. Підбір перерізу нижньої частини колони 13

5. Розрахунок елементів з’єднувальної решітки 17

6. Перевірка стійкості нижньої частини колони, як єдиного складеного стержня в площині дії моменту 18

7. З’єднання верхньої та нижньої частини колони 19

8. База колони 22

III. Розрахунок підкранової балки 24

1. Навантаження на підкранову балку 24

2. Визначення розрахункових зусиль: 24

3. Підбір перерізу балки 25

4. Перевірка міцності перерізу 26

IV. Розрахунок та конструювання кроквяних ферм 27

1. Збір навантажень на ферму 27

2. Визначення розрахункових зусиль 28

3. Підбір перерізів елементів ферми 30

4. Розрахунок зварних швів кріплення розкосів і стояків до фасонок і поясів ферми 31

5. Розрахунок і конструювання вузлів ферми 31

Література 35

I. Визначення навантажень і розрахунок рами каркасу одноповерхової будівлі

1. Компонування конструктивної схеми рами каркаса

Визначаємо розмір H2.

щ
о кратне 200 мм;

Висота цеху від рівня полу до низу кроквяних ферм:

Н
айближчий розмір Ho, кратний 600 мм є 21600;

Приймаємо Hо =21600 мм;

П
рийнявши висоту підкранової балки і кранової рейки визначаємо висоту верхньої частини колони:

В
исота нижньої частини колони:

П
овна висота колони

Висоту ферми на опорі приймаємо Hф = 2250 мм без ліхтаря.

Так як необхідно забезпечити прохід в тілі колон для обслуговування кранів, то ширину перерізу верхньої частини колони приймаємо hв = 450 мм; що більше ніж

В
межах висоти ферми переріз призначаємо 350 мм, (прив’язка зовнішньої грані колони до розбивочної осі прийнята а = 250 мм).

У
становлюємо висоту перерізу нижньої частини колони, з урахуванням вільного пересування крана вздовж цеху

Приймаємо l1 = 750 мм;

Ш
ирина перерізу нижньої частини колони

П
роліт мостового крана:

Переріз верхньої частини приймаємо суцільним, а нижньої – наскрізним.

2. Визначення розрахункової схеми рами і діючих навантажень

Обчислимо величину навантаження на 1 м² з використанням табл.1

Коефіцієнт n = 0,95

Таблиця 1- Навантаження на 1 м²

Склад покриття	Нормативне навантаж., кПа	Коефіцієнт	Розрахункове навантаж., кПа
1	2	3	4
1. Захисний шар (бітумна мастика з втопленим гравієм) t = 20 мм	0,4	1,3	0,52
2. Гідроізоляція з трьох шарів руберойду на мастиці	0,15	1,3	0,195
3. Утеплювач і щільного пенопласту  = 0,5 кН/м3; t = 50 мм	0,03	1,2	0,036
4. Пароізоляція із шару руберойду	0,05	1,2	0,06
5. Стальний каркас комплексної панелі з профільованим настилом	0,3	1,05	0,315
6. Власна вага кон-ій (ферми, в’язі)	0,45	1,05	0,47
Разом		gn>пок>=1,38	g >пок>=1,6

Р
озрахункове рівномірно розподілене навантаження на ригель рами

О
порна реакція ригеля на рами

Р
озрахункова вага верхньої частини колони

Р
озрахункова вага нижньої частини колони

Р
озрахункова вага стінового заповнення, яка припадає на верхню частину колони

Р
озрахункова вага стінового заповнення, яка припадає на нижню частину колони

З
агальна вага стінового заповнення і власної ваги колони для верхньої і нижньої частини

3. Навантаження від снігу

Для м. Львова (I сніговий район) величина снігового навантаження S0 = 0,5 кПа; коефіцієнти 1s = 1,4;  = 1 ( ≤ 0 ≤ 25)

Р
озрахункове значення лінійного рівномірного навантаження від снігу

Опорна реакція ригеля рами від снігового навантаження:

4. Навантаження від мостових кранів

Для крану з гнучким підвісом вантажу при Q = 50/10 т;

F1к, max = 470 кН; F2к, max = 0; Gкр = 685 кН; Gm = 180 кН; n0 = 2; В2 = 6760 мм; к = 5250 мм; fк = 1,1; fg = 1,05; к = 0,85; gпб = 4,5 кН/м.

1 / 12000 = y1 / 5240 y1=0,437

1 / 12000 = y2 / 10490 y2=0,874

1 / 12000 = y3 / 6750 y3=0,563

С
ума ординат лінії впливу:

Р
озрахункове вертикальне навантаження на колону

М
інімальна величина вертикального тиску на колесо

Р
озрахункове мінімальне навантаження на колону:

Н
ормативне значення сили гальмування візка крана

Г
оризонтальний тиск на колесо крана

Р
озрахункове горизонтальне навантаження на колону:

5. Навантаження від вітру

Визначаємо величину навантаження від вітру на раму. Тип місцевості В.

Нормативне значення вітру для м. Львів 0 = 0,38 кПа (III вітровий район);

Розрахункове значення активного тиску вітру, в кН/м на характерних відмітках:

• н
  а висоті 5 м

• н
  а висоті 10 м

• н
  а висоті 20 м

• н
  а висоті 21,6 м

• н
  а висоті 25 м

В
еличина згинаючого моменту в колоні від активного тиску вітру, як в стояку з защемленим нижнім кінцем і вільним верхнім.

Величина еквівалентного активного і пасивного рівномірно розподіленого навантаження на раму:

Розрахункове значення активної і пасивної складової зосередженої навантаження від вітру:

6. Розрахунок поперечної рами.

Визначаємо співвідношення моментів інерції елементів рами.

М

омент інерції ригеля:

М
омент інерції нижньої частини колони

Момент інерції верхньої частини колони:

Якщо прийняти Iв = 1, то Iн = 7,9; Iр = 22,91;

Розрахунок рами виконано на комп’ютері. Розрахунок колони виконуємо після знаходження найбільш несприятливих сполучень зусиль M і N

	4-4	Q	12	-10,9	-2,6	-2,34	-18,0	-16,2	18,0	-16,2	16,2	14,58	12,1	10,89	87,6	78,84	76,6	68,4	1,5	76,7	1,3*,4,5	98,72	1,3,4	-45,1	1,2,3,4	-44,02
N	11	-487,5	-96,2	-86,58	-838,7	-754,83	-267,2	-240,48	3,6	3,24	3,6	3,24	14,1	12,69	-14,1	-12,69	1,5*	-501,6	1,2,3*,4,5*	-830,49	1,5	-473,4	1,3,4,5	-1232,9
M	10	+108,3	+35,4	+31,86	3,4	3,06	209,0	+188,1	242,4	218,16	204,1	183,69	-895,3	-805,77	+844,1	+759,69	952,2	1306,11	-787,2	-912,77
3-3	N	9	-452,3	-96,2	-86,58	-838,7	-754,83	-267,2	-240,48	3,6	3,24	3,6	3,24	14,1	12,69	-14,1	-12,69	-	-	-	-	1,3,4	-1294,6	1,2,3,4,5*	-1309,64
M	8	-81,7	-9,0	-8,1	-308,9	-78,01	-103,3	-92,97	39,1	35,19	5,9	5,31	80,1	72,09	-65,5	-58,95	-	-	-	-	-429,7	-461,95
2-2	N	7	-398,3	-96,2	-86,58	3,5	3,15	-3,5	-3,15	3,6	3,24	3,6	3,24	14,1	12,69	-14,1	-12,69	1,3,4	-398,4	1,3,4,5	-379,22	1,5*	-412,4	1,2,5*	-497,6
M	6	-54,7	-35,1	-31,59	112,2	100,98	28,6	25,74	39,1	35,19	5,9	5,31	80,1	72,69	-65,5	-58,95	96,6	153,56	-120,2	-145,24
1-1	N	5	-391,6	-96,2	-86,58	3,5	3,15	-3,5	-3,15	3,6	3,24	3,6	3,24	14,1	12,69	-14,1	-12,69	1,5	-378,91	1,3,4*,5	-379,01	1,5*	-405,7	1,2,3*,4*,5*	-497,3
M	4	-111,8	-48,8	-43,56	18,2	16,38	-65,4	-58,86	18,3	16,47	69,2	62,28	159,9	143,9	-178,6	-160,74	48,1	110,77	-290,4	-437,24
	3	1	1	0,9	1	0,9	1	0,9	1	0,9	1	0,9	1	0,9	1	0,9	1	0,9	1	0,9
Навантаження та комбінація зусиль	2	Постійне	Від снігу	на лівий стояк	на правий стояк	на лівий стояк	на правий стояк	зліва	справа	навант.	зусил.	навант.	зусил.	навант.	зусил.	навант.	зусил.
Dmax	Т	Вітер	+ Mmax Nвідп	- Mmax Nвідп
№ n/n	1	1	2	3	3*	4	4*	5	5*

II. Розрахунок та конструювання позацентрово-стиснутих одноступінчатих колон

1. Підбір перерізу стержня позацентрово-стиснутої ступінчатої колони

Розрахункові зусилля для верхньої частини колони:

N1-1 = –497,3 кН; M1-1 = –437,24 кНм; Q = 67,5 кН; M2-2 = –84,34 кНм.

Розрахункові зусилля для нижньої частини колони:

N4-4 = –1232,9 кН; M4-4 = –912,77 кНм;

(згинаючий момент довантажує підкранову гілку)

N4-4 = –1344,24 кН; M4-4 = 1128,87 кНм.

(згинаючий момент завантажує зовнішню гілку колони).

Q = 98,72 кН;

Довжина нижньої частини колони l1 = 1737 см;

Довжина верхньої частини колони l2 = 523 см;

Співвідношення моментів інерції перерізів колони I2/I1 = 1/8;

Матеріал колони – сталь С235; Ry = 23 кН/см² (для товщин від 2 до 20 мм)

2. Визначення розрахункових довжин

Визначаємо співвідношення погонних жорсткостей для верхньої та нижньої частини колони:

і
коефіцієнт

В залежності від 1_> >та n1 визначаємо коефіцієнти 1 = 1,8. Обчислюємо

2 = 1 /1 = 1,8 / 0,518 = 3,47 > 3,0;

Приймаємо 1 = 1,8; 2 = 3,0.

Розрахункові довжини колони в площині рами:

lx1 = 1l1 = 1,81737 = 3127 см;

lx2 = 2l2 = 3523 = 1569 см;

Розрахункові довжини колони із площини рами ly1 = l1 = 1737;

ly2 = l2 – hп.б = 523 – 130 = 393 см.

3. Підбір перерізу верхньої частини колони

Визначаємо розрахунковий ексцентриситет

lx = M / N = 43724 / 497,3 = 87,9 см;

За умови достатньої жорсткості

h2  l2 / 12 = 523 / 12 = 43,58 см;

Таким чином приймаємо h2 = 45 см.

Для визначення необхідної площі перерізу установимо попередні значення:

ix = 0,42h2 = 0,4245 = 18,9 ≈ 19 см;


x ≈ 0,35h2 = 0,3545 = 15,8 ≈ 16 см;



= 1,25; mef = mx = 1,255,57 = 6,96 ≈ 7; l = 0,1525.

Н
еобхідна площа перерізу:

Компонуємо переріз верхньої частини колони:

• висота стінки: h = h2 – 2tf = 45 – 21,8 = 41,4 см; (попереднє значення товщини полиць).

З
а умови місцевої стійкості

u = 1,3 + 0,15x² = 0,13 + 0,152,76² = 2,44;

41,4 / 0,8 = 51,75  73, тобто товщина стінки, при якій забезпечена її місцева стійкість: t  41,4 / 73 = 0,59 см; Приймаємо t = 8 мм;

П
риймаємо переріз полиці колони 300х18 мм, з площею Af = 54 см².

Перевіримо забезпеченість місцевої стійкості полиці

тобто місцева стійкість полиці забезпечена.

Визначаємо геометричні характеристики перерізу верхньої частини колони

A = 2bftf + ht = 2301,8 + 0,841,4 = 141,12 см².

М
омент інерції перерізу

см⁴

М
омент опору:

Я
дрова відстань:

Р
адіус інерції перерізу:

Г
нучкість в головних площинах:

П
еревіряємо стійкість верхньої частини колони в площині дії згинаючого моменту

момент опору для найбільш стиснутого волокна W = Wx;

В
ідносний ексцентриситет

Приведений відносний ексцентриситет:

m

ef =   mx = 1,355,1 = 6,9; де

П
о таб. СНіПа в залежності від умовної гнучкості x і приведеного відносного ексцентриситету mef, визначаємо коефіцієнти зниження розрахункового опору при позацентровому стиску: l = 0,158

тобто стійкість верхньої частини колони в площині дії моменту забезпечена.

П
роцент розходження становить:

що допустимо.

Перевіряємо стійкість верхньої частини колони із площини дії моменту

y = 52,4; y = 0,832;

М
аксимальний момент в межах середньої третини довжини верхньої частини колони:

По модулю Mx = 349 кНм > Mmax/2 = 437,24/2 = 218,62 кНм.

В
ідносний ексцентриситет:

т
ак як значення mx < 5, значення коефіцієнту c визначаємо за формулою:

з
начення с прийнято

Н
апруження в стержні при згинально-крутильній формі втрати стійкості

Таким чином стійкість стержня із площини дії моменту забезпечена.

Для перевірки місцевої стійкості стінки при втраті стійкості із площини дії моменту визначаємо стискаючі напруження на межі стінки і полиці, і протилежному краю стінки

т

ак як _> >> 1, то повинна виконуватися умова

Після підстановки маємо

Т
ак як

то поперечні ребра жорсткості не потрібні.

4. Підбір перерізу нижньої частини колони

Так як висота перерізу нижньої частини колони

h1 = l1 + a = 750 + 250 = 1000 мм < ніж (l1 + l2)/20 = 1130 мм; то приймаємо

h1 = 1250 мм; тоді висота перерізу нижньої частини колони h = 1000 мм.

Установлено, що N1 = N4-4 = –1232,9 кН і M1 = M4-4 = –912,77 кНм - довантажує підкранову гілку колони, а N2 = N4-4 = –13442,84 кН;

M2 = M4-4 = 1120,87 кНм - довантажує зовнішню гілку колони.

Визначаємо орієнтовне положення центру ваги перерізу, попередньо прийнявши yc = 4 см;

h
o = h1 – yc = 125 – 4 = 121 см;

yв2 = ho – yв1 =121 – 67 = 54 см;

П
опереднє значення Розрахункових зусиль в гілках колони:

М
аксимальне зусилля в зовнішній гілці колони

Виконуємо попередній підбір перерізу гілок колони. Для підкранової гілки колони приймаємо  = 0,814; ( = 60), звідки необхідна площа перерізу

П

роектуємо двутавр з розмірами в = 60 см, що не менший ніж

Г
раничне відношення, яке забезпечує місцеву стійкість:

Прийнявши товщину полиць tf = 1,6 см; визначаємо фактичне відношення

h/t = 568/12 = 47,3, що менше граничного, звідки випливає, що місцева стійкість стінки з t = 1,2 см забезпечена.

Н
еобхідна площа полиці

У випадку мінімальних розмірів полки приймаємо мінімально допустимий переріз гілки.

h/t = 580/8 = 72,5 > 56,6;

З
а умови забезпечення місцевої стійкості

Так як місцева стійкість стінки не буде забезпечуватися, частина стінки буде виключена з роботи, а загальна площа буде зменшена на величину (h - hred)t

k
= 1,2 + 0,15² =1,2 + 0,151,98² =1,788;

u = 1,3 + 0,15² =1,3 + 0,151,98² =1,888;

В
изначаємо геометричні характеристики прийнятого перерізу:

М
оменти інерції відносно центральних осей

Р
адіуси інерції

П
опереднє значення площі зовнішньої гілки колони

Для зручності кріплення елементів решітки відстань між внутрішніми гранями полиць двутавра і складеного швелера приймаємо однаковими (580 мм). Товщину стінки швелера для зручності її з’єднання стиковим швом з полицею надкранової частини колони приймаємо рівною 18 мм; а висоту стінки за умови розміщення зварних швів bsh = 620 мм.

Н
еобхідна площа полиць

від’ємної площі полиць, і з огляду на те, що площа зовнішньої гілки дорівнює приблизно площі внутрішньої гілки, то зовнішню гілку приймаємо у вигляді також двутавра. Уточнюємо положення центру ваги перерізу нижньої частини колони:

h
o = h1 – yc = 1250 – 100 = 1150 = 115 см;

yb1 = 115 – 49,6 = 65,4 см.

Перевіряємо стійкість гілок колон з площини рами

П
ідкранова гілка

Н
едонапруження

що допустимо.

З
овнішня гілка

Збільшуємо товщину полиць зовнішньої гілки колони до 16 мм; тоді

t
f = 16 мм; b = 56,8 см; hred = 44,59;

Р
адіуси інерції:

Д
ля зовнішньої гілки:

З
а умови рівностійкості підкранової колони в площині і із площини рами визначимо необхідну відстань між вузлами решітки:

Приймаємо lb = 235 см, попередньо розділивши нижню частину колони на ціле число панелей.

lb = (l1 – htr –10 см) = (1737 – 80 – 10)/7 = 235 см;

htr = (0,5…0,8)h1 = (0,5…0,8)115 = 57,5…92,

приймаємо htr = 80 см;

Перевіряємо стійкість гілок нижньої частини колони в площині рами відносно осей x1-x1 i x2-x2

Підкранова гілка

З

овнішня гілка

4. Розрахунок елементів з’єднувальної решітки

В
еличина умовної поперечної сили

таким чином розрахунок ведемо на Qmax.

З
усилля в розкосі при розташуванні решітки в двох площинах:

П
риймаємо d = 100; для якої  = 0,560, звідки необхідна площа розкосу

П
риймаємо  70x6 для якого Ad = 8,15 см²; imin = 2,15 см;

Н
апруження в розкосі

4. Перевірка стійкості нижньої частини колони, як єдиного складеного стержня в площині дії моменту

Г
еометричні характеристики перерізу

М
оменти інерції

Р
адіус інерції

Г

нучкість

Приведена гнучкість

У
мова приведеної гнучкості

Для комбінації зусиль, довантажуючих зовнішню гілку (переріз 4-4)

M
= 1120,87 кНм; N = 1344,84 кН;

Д
ля комбінації зусиль, довантажуючих підкранову гілку (переріз 4-4)

M
= -912,77 кНм; N = 1232,9 кН;

4. З’єднання верхньої та нижньої частини колони

Розрахункова комбінація зусиль в перерізі над уступом (переріз 2-2)

1) M = 153,56 кНм; N = -385,7 кН;

2) M = -154,59 кНм; N = -503,96 кН;

Тиснення мостових кранів Dmax = 842,204 кН;

Міцність стикового шва (шов 1) перевіряємо по нормальним напруженням в крайніх точках надкранової частини колони по першій комбінації зусиль

M і N

• з
  овнішня полиця

• в
  нутрішня полиця

По другій комбінації зусиль

• з
  овнішня полиця

• в
  нутрішня полиця

Т
овщину стінки траверси визначаємо за умови зім'яття при товщині опорної плити tpl = 30 мм

де lef = bd +2tpl = 380 + 230 = 440 мм.

Приймаємо товщину стінки траверси 1см;

М
аксимальне зусилля, яке припадає на внутрішню полицю (друга комбінація зусиль)

Приймаємо напівавтоматичне зварювання дротом СВ-08А;

d = 1,4…2 мм; f = 0,9; z = 1,05; Rf = 18 кН/см²;

Rz = 0,45Run = 0,4536 = 16,2 кН/см².

Довжина зварного шва кріплення ребра до стінки траверси (шов 2) при

kf = 6 мм; (конструктивно мінімальний катет шва)


fRuf = 0,918 = 16,2 кН/см² < zRz = 1,0516,2 = 17 кН/см²;

Переріз вертикальних ребер траверси приймаємо 120х16 мм;

Визначаємо висоту траверси за умови жорсткості сполучення:

htr = 0,8 м; а саму траверсу заводимо в проріз стінки підкранової гілки колони.

Для розрахунку зварних швів кріплення траверси до стінки підкранової гілки колони вибираємо з таблиці сполучень зусиль для перерізу 2-2 значення M і N, які дають максимальну реакцію траверси зі сторони підкранової гілки колони, з урахуванням моментів від Dmax і T.

В даному прикладі

M = -153,56 кНм; N = -503,96 кН;

З
усилля для розрахунку зварних швів:

Н
еобхідна довжина зварного шва при kf = 9 мм;

Необхідна висота траверси за умови міцності стінки підкранової гілки колони на зріз

Т
аким чином прийняту висоту траверси залишаємо без змін.

Нижній пояс траверси приймаємо конструктивно з листа 560х14 мм,

а верхні горизонтальні ребра траверси – із двох листів 180х14 мм.

В
изначаємо геометричні характеристики траверси – положення центра ваги перерізу відносно нижній грані пояса траверси

М
омент інерції

М

інімальний момент опору:

Максимальний згинаючий момент в траверсі

Н

ормальні напруження в траверсі

Максимальна поперечна сила в траверсі

Д
отичні напруги:

міцність траверси забезпечена.

4. База колони

Вихідні дані: розрахункові сполучення зусиль – для розрахунку бази підкранової гілки колони на рівні зрізу фундаменту: M = -912,77 кНм;

N = -1232,9 кН; матеріал фундаменту – важкий бетон класу В10 матеріали елементів бази – сталь С235.

Р
озрахункове зусилля в підкрановій гілці колони

Н
еобхідна площа опорної плити бази

Товщину траверси приймаємо ttr = 12 мм; а звис плити призначаємо

c = 4,8 см;

Ш
ирина опорної плити

Н
еобхідна довжина плити

Так як Lpl < висоти перерізу підкранової гілки, тобто < 60 см; то приймаємо мінімально допустиму довжину бази, тобто:

Lpl = 60 + 22,5 = 65 см;

Ф
актичні напруження під опорною плитою

Для визначення товщини плити розглянемо три ділянки:

- консольна (ділянка 1);

- обперту на чотири сторони (ділянка 2);

- обперту на три сторони (ділянка 3);

З
гинаючий момент на ділянці 1.

Згинаючий момент на ділянці 2 визначаємо як в балці прольотом a, так як

b
/a = 58/9,6 = 6,04 > 2

Згинаючий момент на ділянці 3

Н
еобхідну товщину плити визначаємо по максимальному моменту (ділянка 3)

П
риймаємо товщину плити з урахуванням припуску на фрезерування 20 мм.

В
исоту траверси визначаємо за умови розміщення зварних швів, кріплення траверси до гілки колони (зусилля передаються через 4 шва). Зварювання напівавтоматичне дротом СВ-08А d = 1,4…2 мм при катеті шва kf = 5 мм;

Приймаємо htr = 20 см;

Р
івномірно розподілене лінійне навантаження на траверсу

З
гинаючий момент в траверси як в балці обпертій на полиці колони

П
оперечна сила

Г

еометричні характеристики траверси:

Нормальні напруження в траверси

Д
отичні напруження:

П
риведені напруження:

міцність траверси забезпечена.

III. Розрахунок підкранової балки

Ведемо розрахунок підкранової балки крайнього ряду прольотом 12 м

під два крана вантажепідйомністю Q = 50/10 т; Режим роботи крана – середній. Проліт цеху – 24 м. Матеріал балки – сталь Вст3Гпс 5-1;

R = 230 МПа = 23 кН/см²; Rср = 135 МПа = 13,5 кН/см².

1. Навантаження на підкранову балку

Для крана Q = 50/10 т середнього режиму роботи F^max = 470 кН; вага візка qm = 180 кН; тип кранового рельсу КР-80.

Для крану середнього режиму роботи горизонтальне зусилля на колесо крана Tк^н = 17 кН;

Р
озрахункові значення зусиль на колесо крану знаходимо по формулі з урахуванням коефіцієнту надійності по призначенню n = 0,95.

2. Визначення розрахункових зусиль:

Р
озрахунковий момент від вертикального навантаження:

Р
озрахунковий момент від горизонтального навантаження:

Розрахункове значення вертикальної та горизонтальної поперечних сил

3. Підбір перерізу балки

П
риймаємо підкранову балку симетричного перерізу з гальмівною конструкцією в вигляді листа з ріфльоної сталі t = 6 мм і швелера № 36. Значення коефіцієнту  знаходимо по формулі:

З
адаймося kст = hст/tст = 120

М
інімальна висота балки:

Приймаємо hб = 130 см (кратного 10 см).

Задаємося товщиною полиць tн = 2 см;

h
ст = hб  2tн = 130 22 = 126 см;

Приймаємо стінку товщиною 1 см; kст = 126/1 = 126;

Р
озміри поясних листів знаходимо:

Приймаємо пояс з листа перерізом 20х380 мм, An = 76 см²;

С
тійкість пояса забезпечена, так як

4. Перевірка міцності перерізу

В
изначаємо геометричні характеристики перерізу:

Геометричні характеристики гальмівної балки відносно осі y-y (у склад гальмівної балки входять верхній пояс, гальмівний лист і швелер).

-

відстань від осі підкранової балки до центру ваги перерізу

П
еревіряємо нормальні напруження в верхньому поясі (точка А).

Міцність на дію дотичних напружень на опорі забезпечена, так як товщина стінки більше той, яку ми знайшли виходячи з умов зрізу.

Жорсткість балки теж забезпечена, так як прийнята висота балки

hб > hmin.

П
еревіряємо міцність стінки балки від дії місцевих напружень під колесом крану.

IV. Розрахунок та конструювання кроквяних ферм

1. Збір навантажень на ферму

а) Постійні навантаження:

П
остійні навантаження за винятком ваги ліхтаря

В
еличина вузлових навантажень:

Р
еакції ферми від постійного навантаження:

б) Навантаження від снігу:

Р
озрахункове значення лінійного рівномірного навантаження від снігу:

в) Навантаження від рамних моментів

Перша комбінація (для оцінок можливостей додаткових зусиль в розкосах і опорній панелі верхнього поясу, а також розрахунку опорного вузла).

Н
айбільший по абсолютній величіні згинаючий момент

В
ідповідний момент для правої сторони при тих же навантаженнях

Д
руга комбінація (для оцінки можливих стискаючих зусиль в нижньому поясі). Стиск нижнього поясу від опорних моментів може виникнути при мінімальному розтягуючому зусиллі в поясі. Таке зусилля може виникнути при врахуванні тільки постійного навантаження, а тому з першої комбінації виключаємо навантаження від ригелю:

г) Навантаження від розпору рами

I
-а комбінація:

I
I-а комбінація:

2. Визначення розрахункових зусиль

Зусилля в стержнях ферми від постійного навантаження, навантаження від снігу і опорного моменту визначаємо шляхом побудови діаграми Максвела-Кремона, а результати заносимо в таблицю 2.

Таблиця 2 – Розрахункові зусилля в стержнях ферми (кН)	Розрахункове зусилля	Стиск ()	-653 -866	- -	-481 -204,3	-78,7 -78,7
№ наван-таження	1+2 1+2	- -	1+2 1+2	1+2 1+2
Розтяг-нення (+)	194	393,5 825,8	344 70,5
№ наван-таження	3	1+2 1+2	1+2 1+2
Розпор рами	5		-35,11 -35,11
Опорні моменти	S>2>M>пр> -11,6	4	0 1,4 1,4 2,9 2,9	-2,7 -3,54	0,754 -0,80 0,80 -0,80	0 0 0
S>1>M>лів> -437,2	3	194 151,3 151,3 108,4 108,4	-102 -133,4	-28,4 30,2 -30,2 30,2	0 0 0
від S>2> M>пр>=1	0 -0,121 -0,121 -0,248 -0,248	0,233 0,305	-0,065 0,069 -0,069 0,069	0 0 0
від S>1> M>лів>=1	0,444 -0,346 -0,346 -0,248 -0,248	0,402 0,305	0,065 -0,069 0,069 -0,069	0 0 0
Снігове наван-таження	2	0 -199 -199 -264 -264	120 251,8	-146,5 109,1 -62,3 21,5	0 -24 -24
Постій-не нава-нтаже-ння	1	0 -454 -454 -602 -602	273,5 574	-334 235 -142 49	0 -54,7 -54,7
№ стер-жня	II-a III-c IV-d V-f VI-g	I-в I-e	а-в в-с d-e e-f	II-a c-d f-g
Еле-мент	Верх-ній пояс	Ніжній пояс	Роз-коси	Стоя-ки

2. Підбір перерізів елементів ферми

Підбір і перевірку перерізів стержнів ферми виконуємо в табличний формі

Таблиця 3 – Підбір і перевірка перерізів стержнів ферми	Несуча здатність R>y>>c> кН/см2	13	- 18<22,8 17,27<22,8	10,41<22,8 21,85<22,8	21,62<22,8 18,33<22,8 11,76<22,8 7,34<19,8	17,71<19,8 17,71<19,8
>c>	12	- 0,95 0,95	0,95 0,95	0,95 0,95 0,95 0,8	- 0,8 0,8
>min>	11	- 0,770 0,809	- -	0,800 - 0,556 -	- 0,46 0,46
	10	- 120 120	120 250	150 300 150 300	150 150
>x>/>y>	9	- 67/50 59/42	71/115 155/250	42/62 122/101 98/83 196/148	113/85 113/85
i>x>/i>y>	8	- 4,5/5,96 5,13/7,19	3,86/4,8 3,86/4,8	3,51/5,49 2,47/3,72 3,07/4,54 1,53/2,53	1,53/2,53 1,53/2,53
в площині l>x>/l>y> із площини	7	250/250 300/300 300/300	275/550 600/1200	170/340 300/375 300/375 300/375	172/215 172/215
A>1>>тр> см2	6	47 47 62	37,8 37,8	27,8 18,76 31,2 9,6	 9,6 9,6
Переріз	5	Тт17,5шт1 Тт17,5шт1 Тт20шт1	т15шт2 т15шт2	 110х70х8  80х6  100х8  50х5	  50х5  50х5
Розрахункові зусилля	Стиск	4	-653 -866		-481 -204	0 -78,7 -78,7
Розтяг	3	194	393,5 826	344 70,5
№ стер-жня	2	II-a III-c IV-d V-f VI-g	I-в I-e	а-в в-с d-e e-f	II-a c-d f-g
Еле-мент	1	Верх-ній пояс	Ніж-ній пояс	Роз-коси	Стоя-ки

2. Розрахунок зварних швів кріплення розкосів і стояків до фасонок і поясів ферми

Для зварювання прийняте напівавтоматичне зварювання дротом Св-08Г2с d = 1,4…2 мм; f = 0,9; z = 1,05; Rf = 21,5 кН/см²; Rz = 0,45Run =

= 0,4537 = 16,65 кН/см²;

Визначимо добутки fRuf = 0,921,5 = 19,4 кН/см²;

zRz = 1,0516,65 = 17,5 кН/см²;

Так як fRuf > zRz то розрахунок ведемо по металу межи сплавлення. Розрахунок ведемо в табличний формі.

Таблиця 4 - Таблиця розрахунку швів

№ стер-жня	Переріз	N, кН	Шов по обушку	Шов по перу
N>об>, кН	k>f>, см	l>>, см	N>об>, кН	k>f>, см	l>>, см
a-b	 110х70х8	481	365,8	0,8	14	120,3	0,6	7
b-c	 80х6	344	241	0,6	13	103	0,6	6
d-e	 100х8	204	143	0,6	8	61	0,6	4
e-f	 50х5	70,5	49	0,6	4	21	0,4	3
c-d	 50х5	78,7	55	0,6	4	24	0,4	3
f-g	 50х5	78,7	55	0,6	4	24	0,4	3

2. Розрахунок і конструювання вузлів ферми

Проміжний вузол

К
ріплення фасонки до стінки тавру розраховуємо на зріз суми зусиль в примикаючих розкосах, спроектованих на вісь поясу.

Необхідна довжина стикового шва при фізичному контролі якості (зварювання напівавтоматичне):

щ
о не перевищує фактичної, яка дорівнює 42 см

Опорний вузол

Розрахункові зусилля, які передаються колоною на ферму:

П
ерша комбінація опорних моментів і розпору (-M_>л>, N_>л>^відп)

Болти кріплення приймаємо з конструктивних міркувань  20 мм.

Для конструювання вузла визначаємо мінімальну довжину стикового шва, яким фасонка прикріплюється до тавру (нижній пояс)

Р
озрахункове зусилля зрізу

М
інімальна необхідна довжина стикового шва

Д
ля розрахунку кутових швів кріплення додатку фасонки нижче полиці визначимо долю зусилля що припадає на полицю тавра

З
усилля, яке можуть сприйняти зварні шви кріплення полиці до опорного фланця (конструктивна ширина фланця bф = 200 мм), при kf = 0,8 см;

М
інімальна необхідна довжина зварних швів при kf = 0,6 см;

Напруження в торці опорного фланця при його конструктивній товщині

t
f = 16 мм;
Міцність торця опорного фланця забезпечена.

Розрахунок зварних швів кріплення фланця до фасонки виконуємо на зусилля: F, NI і NI.l = M.

В
изначаємо напруження в швах при kf = 8 мм

і l = hф – 1 см = 45 – 1 = 44 см;

М
іцність шва на умовний зріз:

Для розрахунку опорного стільчика приймаємо його товщину tст = 30 мм; ширину bст = bфл + 20 мм = 200 + 20 = 220 мм;

В
исоту стільчика визначаємо при відсутності лобового шва на зусилля 2F/3 при kf = 0,6 см;

Що не перевищує 85fkf = 850,90,6 = 46 см;

hст = 17,5+1 = 18,5 см;

Приймаємо стільчик висотою hст = 200 мм;

Монтажний вузол

Н
еобхідна площа горизонтальної накладки (Т20шт1)

Ш
ирину накладки приймаємо з урахуванням можливості розміщення зварних швів:

Т
овщина накладки

З
варні шви кріплення горизонтальної накладки до поясу розраховуємо на зусилля, яке може сприйняти накладка (зварювання ручне електродами). Э46, Rf = 20 кН/см;

Приймемо довжину швів вздовж накладки 32 см;

Призначаємо ширину накладок з урахуванням розміщення зварних швів

bн = 14 см;

Товщина накладки: 42,6/214 = 1,52 см;

Прийнято розміри накладки 140х16 мм;

З
варні шви кріплення накладки до поясу розраховуємо на зусилля, яке може сприйняти накладка:

Приймемо довжину швів вздовж накладки 33 см;

Н
еобхідна площа вертикальних накладок за умови рівноцінності їх стінці тавру

При конструктивній висоті накладки hbн = 10 см;

Товщина накладки tн = Abн/hbн = 9,7/10 = 0,97 см;

Прийнято розміри вертикальної накладки 100х10 мм;

Н
еобхідну довжину зварних швів кріплення накладки з однієї сторони розраховуємо на зусилля в накладці

Приймемо довжину швів 22 см і розміщуємо їх вздовж скосу накладки.

Література

1. СНіП II-23-81 ”Стальні конструкції”.

2. СНіП 2.01.07-85 ”Нагрузки и воздействия ”.

3. “Металеві конструкції”. Загальний курс: В.А. Беленя, Г.С. Веденников та інші; під редакцією Беленя Е.И.: Стройиздат 1986 р.

4. Методичні вказівки до виконання курсового проекту з металевих конструкцій “Визначення навантажень і розрахунок рами каркасу одноповерхової промислової будівлі” В.В. Пінський, В.М. Дмітрієнко, В.І. Вербицький 1995 р.

5. Методичні вказівки до виконання курсового проекту з металевих конструкцій “Розрахунок та конструювання позацентрово стиснутих одноступінчатих колон”

6. Методичні вказівки до виконання курсового проекту з металевих конструкцій ”Розрахунок та конструювання кроквяних ферм”