Металевий каркас одноповерхового виробничого будинку

N = – 164,35 кН.

Для визначення необхідної площі перерізу потрібно обчислити такі величини:

• радіус інерції см;
• ядрова відстань см;
• умовна гнучкість ;
• відносний ексцентриситет ;

• коефіцієнт впливу форми перерізу за табл. Д 4,1 при та   буде  η = 1,25;

• зведений відносний ексцентриситет ;
• коефіцієнт φ_е = 0,190 при _х = 2,39 та знаходимо за

табл. Д 4,5

Необхідна площа перерізу становитиме:

 см²,

де  R_y·γ_c = 240·1,0 МПа =24 кН/см².

Приймаємо попередньо товщину полиць 12 мм, тоді висота стінки буде

 см.

Для забезпечення місцевої стійкості стінки її умовна гнучкість  не повинна перевищувати граничних  значень  за табл. 15,3

При m = 4,41 > 1,0 i

Тоді мінімально необхідна  товщина стінки за умови забезпечення місцевої стійкості становитиме:

 см.

Приймаємо за сортаментом  стінку товщиною t_w = 7 мм. Площа стінки буде  см², а необхідна площа полиці – см².

Для забезпечення місцевої стійкості  полиці необхідне відношення ширини звису до товщини становить:

Зважаючи  на те, що , товщина полиці буде:

 см.

Полиці і  стінку приймаємо із широкополосної універсальної сталі (ГОСТ 82-70*): полиці з листа – 200х6 мм , а стінку з листа – 380х7 мм  (рис 3.1).

Геометричні характеристики прийнятого перерізу (рис.3.1) становитимуть:

Рис. 3.1. Поперечний переріз надкранової частини колони

 

 см²;

 см⁴;

 см⁴;

 см³;

 см;

 см.

Для перевірки стійкості  надкранової частини колони в  площині дії моменту обчислюємо уточнені величини:

;

 

За табл. Д 4,1 визначаємо: при A_f / A_w = 0,45

за табл. Д 4,5   φ_е = 0,170.

Для підібраного перерізу повинні  бути виконані такі перевірки:

1) Перевірка загальної  стійкості надкранової частини  колони в площині дії момента:

кН/см² = 191,1 МПа < R_yγ_c = 240 МПа, тобто загальна стійкість забезпечена.

2) Місцева стійкість полиці забезпечена виконанням умови  на етапі компонування перерізу.

3) Перевірка загальної  стійкості надкранової частини  колони із площини дії моменту,  для чого знаходимо такі величини:

• гнучкість стержня ;
• коефіцієнт поздовжнього згину за табл. Д4,4 φ_e = 0,692;
• відносний ексцентриситет при дії моменту М_х у межах середньої третини розрахункової довжини колони при розрахунковій комбінації зусиль 1+2+4+6+8 (рис. 1.10):

 кНм;

 кНм > 0.5·74,9 = 37,45 кНм (див. епюру М на рис. 3.2)

Рис. 3.2. До перевірки загальної стійкості надкранової

         частини колони із площини  дії моменту

 

• коефіцієнти за табл. 15,2:  при ; 

, при λ_у = 78,4 = ,        β = 1,0;

• коефіцієнт:

при   .

Перевірка стійкості із площини  дії моменту:

кН/см² =117 МПа < R_y γ_c = 240 МПа,

тобто, загальна стійкість  надкранової частини колони із площини  дії моменту забезпечена.

4) Через те, що m_ef = 6,31 < 20, перевірка міцності надкранової частини не потрібна.

5) Місцева стійкість стінки при  обох формах втрати загальної стійкості забезпечена виконанням умови, тому, що

1,85< = 2,04.

• Підбір перерізу нижньої (підкранової) частини колони

Підкранову частину  колони проектуємо як наскрізну, що складається  із двох гілок, сполучених решіткою. Ширина колони м. Поздовжні зусилля у гілках визначені відповідно до розрахункових сполучень зусиль (див. табл. 2.3) та наведені у таблиці 3.1.

Найбільші зусилля:

N_в = -2176,8 кН – у зовнішній гілці,

N_в = -2259,69 кН – у підкрановій гілці.

Оскільки найбільші  розрахункові зусилля у гілках близькі  за значенням, розглядаємо симетричний  переріз підкранової частини  із двох прокатних двотаврів (за ГОСТ 26020-83).

Розрахунковий опір сталі R_y=240 МПа=24 кН/см² (С245, t = 2...20 мм),       γ_с = 1,0.

 

 

 

 

 

 

 

 

Таблиця 3.1 Розрахункові зусилля Nb  у гілках підкранової частини колони (кН)	Підкранова гілка	N/2+   +M/h0		-177,55	-21,81	-216,79	-85,63	-938,84		+584,97	-997,46	+543,44
		M/h0		-80,51	+205,0	+40,56	+171,72	-799,45		+811,78	-740,11	+ 800,79
	Зовнішня гілка	N/2 +   +M/h0		-16,53	-431,81	-397,91	-429,07	+660,09		-1038,59	+482,76	-1058,14
		M/h0		+80,51	-205,0	- 40,56	-171,72	+799,45		-811,78	+740,11	-800,79
	N / 2			-97,04	-226,81	-257,35	-257,35	-139,39		-226,81	-257,35	-257,35
	Розрахункові сполучення зусиль при ψ=0,9			+Mmax=76,48 Nвідп=-194,07	-Mmax=-194,65 Nвідп= - 453,61	+Mвідп=-38,53 Nmax=-514,7	-Mвідп=-163,13 Nmax=-514,7	+Mmax=759,48 Nвідп=-278,77		-Mmax=-771,19 Nвідп=-453,61	+Mвідп= 703,1 Nmax=-514,7	Mвідп=-760,75 Nmax=-514,7
	Підкранова гілка		N/2+   +M/h0	+19,01	-376,94	376,94	376,94	+493,71		-636,51	+21,38	-563,03	-623,95
			M/h0	+85,5	-132,32	-132,32	-132,32	+560,2		-567,51	+266,0	-318,41	-570,76
	Зовнішня гілка		N/2 +   +M/h0	-152,0	-112,3	-112,3	-112,3	-626,69		+498,51	-510,62	+73,79	+517,57
			M / h0	-85,5	+132,32	+132,32	+132,32	-560,2		+567,51	-266,0	+318,41	+570,76
	N / 2			-66,49	-244,62	-244,62	-244,62	-66,49		-69,0	-244,62	-244,62	-53,19
	Розрахункові сполучення  зусиль  при ψ=1,0			+Mmax=81,23 Nвідп= -132,98	-Mmax=-125,7 Nвідп=-489,24	+Mвідп= -125,7 Nmax= -489,24	-Mвідп=--125,7 Nmax=-489,24	+Mmax=532,19 Nвідп=-132,98		-Mmax=-539,13 Nвідп=-137,98	+Mвідп=252,69 Nmax=-489,24	-Mвідп=-302,49 Nmax=-489,24	Mвідп=-542,22 Nmin=-106,38
	Пере-різ			2-2					3-3

Підбір перерізу гілок

Потрібна площа перерізу гілки при орієнтовному значенні φ₀ = 0,8

 см².

Візьмемо двотавр 40Б2 (рис. 3.3) з такими геометричними характе-ристиками:   А = 69.72 см²; і_у = 16.30 см; і_1-1 = 3.52 см; І_1-1 = 865.0 см⁴.

При цьому ;    φ_у = 0,737,  табл.Д 4,4

 

Рис. 3.3. Схема поперечного перерізу підкранової частини колони

 

Через те, що фактична відстань між гілками становить h₀ = 86.75 см вико-нуємо уточнення розрахункового зусилля:

 кН.

Перевірка стійкості  гілки із площини рами:

 кН/см² < R_y·γ_c = 24 кН/см²; тобто загальна стійкість гілок із площини рами забезпечується.

Виходячи з умови  рівностійкості гілки в площині  та  поза площиною рами визначимо  відповідну відстань між вузлами решітки:

 см.

Приймаємо відстань між  вузлами l = 186 см, що менше, ніж 252.4 см         (рис. 3.4):

 φ =0,846

При λ_1-1 = 51.1 < λ_y = 71.7, перевірка гілки на стійкість відносно осі 1–1 буде зайвою.

Для колон з невисокими значеннями гнучкості виникає потреба  у перевірці місцевої стійкості  стінки гілки. При умовній гнучкості  гілки                       =71.7 =2.44>2  гранична умовна гнучкість складає (див. табл. 15.3):

= 1,2 + 0,35 = 1,2 + 0,35·2,44 = 2,05.

Для прийнятого двотавра 40Б2:  t_w = 0.75 см; розрахункова висота стінки

h_ef  =  39.6 – 2(1.15+2.1) = 33.1 см, умовна гнучкість стінки:

=1.51 < 2, тобто місцева стійкість стінки забезпечена.

Розрахунок  решітки колони

Розрахункова поперечна  сила в перерізі колони Q_max=94.52 кН; умовна поперечна сила (орієнтовно φ=0,6):

Підбір перерізів решітки виконується на значення Q_max=94.52 кН, м; зусилля в розкосі при (α = 49^о):

 кН.

Розкіс решітки конструюємо  із одиночних кутиків, необхідна  площа перерізу яких при орієнтовному значенні λ₀ = 90 (φ₀ = 0,612) складає:

 см².

Тут для одиночних  кутиків, що кріпляться однією полицею, γ_с=0,75.

Приймаємо ∟70х6, у якого А = 8.15 см², і_min= i_y0 = 1,38 см. Тоді:

;   φ = 0,611 (табл. 4.4]).

кН/см² <  R_y·γ_c = 24·0,75=18 кН/см².

 

 

 

 

 

 

Рис. 3.4. Схема решітки підкранової частини колони

Перевірка стійкості  колони в площині дії  моменту як єдиного стержня потребує визначення таких величин:

• геометричні характеристики переріза в цілому: 
  см², см⁴, 
  см;
• гнучкість:

• зведена гнучкість для наскрізного стержня з решіткою, що має параметр 

   

При цьому виконується  умова 

Через те, що колона має  симетричний переріз, перевірку  виконуємо тільки за розрахунковою  комбінацією зусиль, що викликає максимальне  стискуюче зусилля у гілці: М = - 760.75 кН·м; N = - 514.7 кН.

Визначимо відносний ексцентриситет за розрахунковою комбінацією зусиль, що довантажує підкранову гілку:

;

Коефіцієнт φ_е за табл. Д.4.6 при та m = 3.39 становить 0,195. Перевірка стійкості:

 кН/см² < R_y γ_c = 24 кН/см², тобто загальна стійкість підкранової частини колони в площині дії моменту забезпечена.

 

• Розрахунок і конструювання вузла сполучення верхньої та нижньої частин колони (рис 3.5)

Розрахункові  сполучення зусиль (табл. 1.3) в перерізі 1–1 (над уступом):

• комбінація 1+2+4+6+8: М=+101.5 кНм, N= – 164.35 кН (розтяг  внутрішньої полиці);
• комбінація 1+7: М = – 71.52 кНм, N = -96.48 кН (розтяг зовнішньої полиці).

Максимальне розрахункове вертикальне кранове навантаження на колону D_max=356.26 кН.

Перевірка стикового шва W3 виконується за нормальними напруженнями за умови повного провару елементів, що з’єднуються, виводу кінців шва за межі стику, застосування відповідних зварювальних матеріалів за табл. 55 та відсутності фізичного контролю якості розтягнутого шва (R_wy = 0,85R_y = 20,40 кН/см²):

• по внутрішній полиці:

 кН/см² <R_wy γ_c = 20,40 кН/см²;

• по зовнішній полиці:

кН/см² <R_wyγ_c = 20,40 кН/см².

У разі конструктивного рішення стику без вставки (із з’єднанням по зовнішній полиці через планку) розрахунку підлягають: площа перерізу планки нетто, довжина швів та кількість болтів, що прикріплюють планку до полиць зовнішньої гілки підкранової частини колони та до полиці двотаврового елемента верхньої частини.

 

 

 

 

 

 

Рис. 3.5. Вузол з’єднання підкранової та надкранової частин колони

Товщина стінки траверси при передачі зусилля D_max через фрезеровані поверхні визначається за умови її зминання в зоні спирання підкранової балки:

 см;

R_p=360 МПа :

 см,   приймаємо t_tr = 6 мм.

Висоту стінки траверси призначаємо виходячи з розгляду таких розра-хункових ситуацій:

• за умови міцності на згин та зріз тр<span class="dash041e_0431_044b_0447_043d_044b_0439__Char" style=" fo