Стальной каркас одноэтажного производственного здания

МИНИСТЕРСТВО ОБРАЗОВАНИЯ РОССИЙСКОЙ ФЕДЕРАЦИИ ВЯТСКИЙ ГОСУДАРСТВЕННЫЙ УНИВЕРСИТЕТ

СТАЛЬНОЙ КАРКАС ОДНОЭТАЖНОГО ПРОИЗВОДСТВЕННОГО ЗДАНИЯ

Выполнил: Бондаренко В.Н.

Группа: 01-ПГСу-690

Киров 2004 г.

Задание

на курсовой проект по металлическим конструкциям

1. Место строительства — г. Нижний Новгород.

2. Пролет поперечной рамы — 18 м.

3. Шаг поперечных рам — 12 м.

4. Отметка кранового рельса — 11 м.

5. Грузоподъёмность мост. крана — 30 т.

6. Режим эксплуатации здания — неотапливаемый.

Длина здания равна 4xL; рама жёсткая; класс стали и бетона произвольные.

1. Компоновка конструктивной схемы каркаса

1.1 Компоновка поперечной рамы

1.2 Схемы связей

2. Расчет поперечной рамы каркаса

2.1 Нагрузки на поперечную раму

2.2 Определение расчетных усилий в сечениях рамы

3. Конструирование и расчет колонны

3.1 Определение расчетных длин участков колонн

3.2 Конструирование и расчет верхней части колонн

3.3 Подбор сечения нижней части колонны

3.4 Расчет и конструирование узла сопряжения верхней и нижней частей колонны

3.5 Расчет и конструирование базы колонны

4. Конструирование и расчет сквозного ригеля

4.1 Расчет нагрузок

4.2 Статический расчет фермы

4.3 Подбор сечений стержней фермы

4.4 Расчет узлов фермы

КОМПОНОВКА КОНСТРУКТИВНОЙ СХЕМЫ КАРКАСА

1.1 Компоновка поперечной рамы

каркас ферма ригель расчет конструирование

Исходные данные: сборочный цех машиностроительного завода, однопролетный, пролетом L= 18 м, оборудован двумя мостовыми кранами грузоподъемностью Q=30 т среднего режима работы, режим 6к [3], длина здания 72 м, отметка головки кранового рельса 11 м, место строительства г. Нижний Новгород, шаг колонн 12 м. Здание неотапливаемое, без фонаря, сопряжение ферм с колоннами жесткое. Принимаем: покрытие без подстропильных ферм, плоскую кровлю с уклоном i=0.015. Состав покрытия приводится в таблице 1. Стропильные фермы рис. 1 — трапецеидальные с уклоном верхнего пояса i=0.015, высотой на опоре h_оп=2250 мм, высотой посередине h_ср:

h_cp = h_оп + i*h/2 = 2250+0.015*9000 = 2385 мм

Таблица 1.Постоянная нагрузка от покрытия.

Основные компоновочные размеры поперечной рамы.

Вертикальные размеры (Н_к — по прил. 1 [1]):

H₂ = (H_k+ 100) + =2250 + 100 + 300 = 2550 мм,

Принимаем Н₂ = 2600 мм кратное 200 мм.

Н₀ = Н_кр.р + Н₂ = 11 000 + 2600 = 13 600 мм,

Принимаем Н₀ =13 800 мм кратное 600 мм.

Н_в = (h_п.б + h_p) + H₂ = 1500 + 120 + 2600 = 4220 мм,

где (h_п.б + h_p) — по прил. 1.

Заглубление базы ниже уровня пола принимаем h_ф = 1000 мм.

Н_н = Н_кр.р — h_п.б — h_p + h_ф = 13 800 — 1500 — 120 +1000 = 13 180 мм

Н_к = Н_н + Н_в = 13 180 + 4220 = 17 400 мм

Горизонтальные размеры (В1 — по прил. 1 [1]).

Для здания среднего режима работы не предусматривается специальный проход в теле колонны или рядом с колонной, поэтому принимаем привязку разбивочной оси к наружной грани колонны а₀ = 250 мм, высоту сечения верхней части колонны b_в = 450 мм (не менее Н_в/12 = 351 мм), b_в— a₀ = 200 мм — типовой размер привязки фермы к разбивочной оси.

l₁ B₁ + (b_в — a₀) + 70 = 300 + 200 + 70 = 575 мм

Назначаем l₁ = 750 мм (кратно 250 мм).

b_н = a₀ + l₁ = 1000 мм

Принимаем l₁=750, тогда b_н=250+750=1000мм

Пролет мостового крана l_k = L — 2*l₁ = 18 000−2*750 = 16 500 мм

Сечение верхней части колонны принимаем сплошным, двутавровым, нижней — сквозным.

1.2 Компоновка связей каркаса (рис. 2)

Длина здания позволяет принять один температурный блок. Горизонтальные связи по верхним поясам ферм имеют симметричную разбивку на панели относительно конькового перегиба фермы. Размеры панелей связевой фермы от опоры до конька приняты по следующей схеме 4.5 + 6 + 6 (м). Горизонтальные поперечные связи по нижним поясам ферм имеют аналогичную схему. Вертикальные связи по покрытию идут с шагом равным 12 — 3 — 12 (м).

2. РАСЧЕТ ПОПЕРЕЧНОЙ РАМЫ КАРКАСА

Расчетная схема рамы и нагрузки.

В соответствии с конструктивной схемой (рис.1) принимаем расчетную схему (рис. 5.1) .

Расстояние между центрами тяжести верхней и нижней части колонны e₀:

e₀ = 0.5*(b_н — b_в) = 0.5*(1000 — 450) = 275 мм

Соотношение моментов инерций принимаем в соответствии с рекомендациями [1], стр. 284:7

I_н/I_b = 5; I_p/I_н = 4

тогда относительные величины I_н = 1; I_b = 5; I_p = 4.

Нагрузки на поперечную раму

Все нагрузки подсчитываются с учетом коэффициента надежности по назначению _н = 0.95 [3], стр. 34.

Постоянная нагрузка.

Нагрузка на 1 мІ кровли подсчитана в табл. 1.

Расчетная равномерно распределенная линейная нагрузка на ригель рамы:

q_п = _н · g_кр · b /cos = 0.95· 1.78·12/1 = 20.3 кH /м

где: g_кр — равномерно распределенная нагрузка на 1 м² покрытия, принимаемая из табл. 1;

b — шаг ферм, равный шагу поперечных ферм;

cos — косинус угла наклона плоскости кровли к горизонтали.

Опорная реакция ригеля рамы:

F_R = q_п*l/2 = 20.3 * 18 /2 = 182.7 кН

Расчетный вес верхней части колонны — 20% веса всей колонны, равен:

G_в = 0.2 * _н * n₁ * g₀ * B *l/2 = 0.2*0.95*1.05*0.4*12*18/2 = 8.6 кН.

Нижняя часть колонны составляет 80% веса всей колонны:

G_н = 0.8 * _н * n₁ * g₀ * B *l/2 = 0.8*0.95*1.05*0.4*12*18/2 = 34.5 кН,

где: n₁— коэффициент надежности по нагрузкам [3];

g₀ — нормативная нагрузка, принимаемая по табл. 12.1 [1];

l — пролет поперечной рамы.

Поверхностная масса стен m_l = 2 кН/м², переплетов с остеклением m_p= 0.35 kН/м². Вес стен и верхней части колонны F1:

F₁ = _н * [1.2 * m_l * (h_cт — h_p) + 1.1 * m_p * h_p]*В

где h_ст = H_в + h_ф +h_п = 4.22 + 2.25+ 0.60 = 7.07 м

h_р = 1.2 м — ширина полосы остекления,

h_п = 0.6 м — выступ стены парапета.

F₁ = 0.95 * [1.2 * 2.0 * (7.07 — 1.2) + 1.1 * 1.2 * 0.35] * 12 = 165.78 кН

В нижней части колонны ширина остекления h_р = 6.0 м, а общая высота стены

h_ст = 10.7 м.

F2 = 0.95 * [1.2 * 2.0 * (10.7 — 6.0) + 1.1 * 0.35 * 6.0] * 12 = 154.93 кН.

Снеговая нагрузка

В соответствии с вес снегового покрова p₀ = 1.5 кПа.

При коэффициент перегрузки n = 1.4 — п. 5.7.

Линейная распределенная нагрузка от снега на ригель рамы по формуле:

q_cн = _н* n* c* p₀* B= 0.95* 1.4* 1* 1.5*12 =23.94 кН/м

Опорная реакция ригеля:

F_R = 23.94 * 18 /2 = 215.5 кН

Вертикальные усилия от мостовых кранов.

По приложению 1 находим характеристики кранов.

K = 5350 мм, В = 6580 мм, F_{k max} = 362,5 кН.

Расстояние между колесами соседних кранов 1,23 м.

Максимальное давление кранов на колонну — D_max

D_{max = н}*(n*n_c*() + n*G_n + n*g_н* bт* B) = 0.95*(1.1*0.85*362.5*2.9 + + 1.05*27+ 1.05*1.5*1.5*12) = 1010.1 кН

где: Gn = * b * l/2 = 0.25*12*9 = 27 кН; = 0.25 -по табл. 12.1 [1];

n, n_c — коэффициенты перегрузки и сочетания; принимаем 1.1 и 0.85 для двух кранов с режимом работы 6к в соответствии с [3]:

y_i— ординаты линии влияния, рис. 3.

g_н — полезная нормативная нагрузка на тормозной площадке

bт — ширина тормозной площадки.

Минимальное давление колеса крана определяем по формуле 12.6.

F_{k min} = (9.8 * Q _(i) + G _кт) / n₀ — F_{k max} = (9.8 * 30 + 680) / 2 — 362.5 = 124.5 кН

где: G _кт— вес крана с тележкой; Q _(i) — грузоподъемность крана; n₀ — число колес с одной стороны крана.

Минимальное давление крана на колонну D_min вычисляется аналогично формуле для D_max.

D_{min = н}*(n*n_c*() + n*G + n*g_т* b_т*В) = 0.95 * (1.1*0.85*124.5* 2.9 + 1.05*27 + 1.05*1.5*1.5*12) = 397.01 кН

Сосредоточенные моменты M_max и M_min от вертикальных усилий вычисляем по формулам 12.7.

M_max = D_max * e_к; M_min = D_min * e_к;

где e_к = 0.5 * h_н = 0.5 * 1 = 0.5 м

M_max = 1010.1 * 0.5 = 505.1 кН*м; M_min = 397.01 * 05 = 198.5 кН*м.

Горизонтальная сила от мостовых кранов, передаваемая одним колесом — формула 12.4. Т^нк = 0.05*(9.8*Q + G_т) /n₀ = 0.05*(9.8*30 +120) /2= 10.35 кН

Горизонтальное давление крана на поперечную раму Т (формула 12.8 [1]):

T = _{н *} n _* n_{c **} y =0.95 *1.1*0.85*10.35*2.9=26.7 кН

Считаем точку приложения силы Т на уровне головки рельса подкрановой балки.

Ветровая нагрузка

Нормативный скоростной напор ветра см. g₀ = 0.27 кН/м². Тип местности В — см. Приложение [3], коэффициенты К для 10 м — 0.3; для 20 м — 0.5; для 30 м — 0.63 .По формуле 12.10 [1]:

q_в= _н*n*g_o*k*c*b=0.95*1.0*0.27k*0.8*12=2.95k

Линейная распределенная нагрузка при высоте

до 10 м — 2.95*0.3=0.885 кН/м;

до 20 м — 2.95*0. 5=1.475 кН/м;

Сосредоточенные силы от ветровой нагрузки — формула 12.12 [1]:

F_b = (q₁ + q₂) * h'/2 = (0.73+1.723)*2.85 /2 = 3.49 кН

F_b' = 0.6/0.8 * F_b = 0.6/0.8 * 3.49 = 2.62 кН;

где: q₁ и q₂ — величины ветровой нагрузки, соответствующие высотам H₂— верху здания — отметка верха парапета; H₁ — уровню нижнего пояса ферм:

H₂ = H₀ + h_ф + h_n = 13.6 + 2.25 + 0.6 = 16.45 м

H₁ = H₀ = 13.6 м

q₁ = q_b20 + (q_b30 — q_b20) * 0.66 = 1. 475 + (1.85 — 1.475)*0.66 = 1.723 кН/м

q₂ = q_b10 * = 0.885 * 1.1 = 0.974 кН/м; q_эл' = q_э * 0.6/0.8 = 0.73 кН/м

Таблицы усилий в стойках рамы

Изгибающие моменты

Поперечные силы

Продольные усилия

Таблица расчетных усилий в левой стойке рамы

Таблица 4

Таблица 5. Таблица расчетных комбинаций нагрузок

КОНСТРУИРОВАНИЕ И РАСЧЕТ КОЛОННЫ

Данные:

Для верхней части: N = -377.7 кН; М = -259 кН*м Для нижней части:

o комбинация для расчета подкрановой ветви

N₁ = -1456.7 кН; M₁ = - 292.2 кН*м

o комбинация для расчета наружной ветви

N₂ = -1646.6 кН; M₂ = 297.3 кН*м Сталь марки С 245; Ry = 24 кН/см²

Бетон марки М12.5

Определение расчетных длин участков колонн В плоскости рамы для ступенчатых колонн расчетные длины определяются раздельно для нижней и верхней частей колонн.

Для нижней части:

l_{x, 1} = ₁ * l₁

Для верхней части:

l_{x, 2} = ₂ * l₂

Так как

Hв /Hн =l2 /l1 =4.220 /13.18 =0.32<0.6 и N_н /N =1646.6 / 377.7=4.4 >3

Значения ₁ и ₂ находим по табл. 14.1 При жестком сопряжении ригеля с колонной ₁ =2, ₂ =3 .

Значения расчетных длин колонны в плоскости рамы:

;

Расчетные длины участков колонны из плоскости рамы:

; = 422−120 = 302 см.

Конструирование и расчет верхней части колонны Сечение принимаем в виде сварного двутавра с высотой сечения h_в = 450 мм (рис. 7).

Для симметричного двутавра:

i_x = 0.42 * h_в = 0.42 * 45 = 18.9см

_x = 0.35 * h_в = 0.35 * 45 = 15.75 см Значение коэффициента определяем по прил. 10. Предварительно принимаем, тогда:

При ;

А_тр = 377.7 / (0.137*24) = 114 см²

Компоновка сечения:;. Принимая из условия местной устойчивости:

— Таким образом, из условия местной устойчивости стенка проходит. Требуемая площадь сечения полки:

Из условия устойчивости верхней части колонны из плоскости рамы:

Из условия местной устойчивости:

где:

Принимаем

b_п = 30 см;

Геометрические характеристики сечения:

A_o=2*30*2+1.4*41=177.4 см²

Значение коэффициента определим по прил. 10.

Проверка устойчивости верхней части колонны из плоскости действия момента.

.

При _у = 42.5 _у = 0.884

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

Принятое сечение удовлетворяет условию устойчивости из плоскости рамы.

Подбор сечения нижней части колонны Сечение нижней части сквозное, состоящее из двух ветвей, соединенных раскосной решеткой. Высота сечения h_н = 1000 мм. Подкрановую ветвь колонны принимаем из широкополосного двутавра, наружную — составного сечения из трех листов (см. рис. 7).

Определим положение центра тяжести. Принимаем z₀ = 5 см.

h₀ = h'_н — 5 = 100 — 5 = 95 см Усилия в ветвях колонны: 1- подкрановой и 2 — наружной:

Определим требуемую площадь сечения ветвей. Для этого зададимся = 70, при которой = 0.754

Для подкрановой ветви (A_B1) подбираем по сортаменту двутавр 40Б1:

A₁ = 60,1 см²; i_x = 16,8 см; i_y = 3,5 см.

Для наружной ветви принимаем просвет между внутренними гранями полок составного сечения, равный высоте сечения двутавра — 396 см. Стенку принимаем из стандартного листа 400×10 мм.

Требуемая площадь полки:

Из условия местной устойчивости:

Принимаем t_n=1.4; b_n=20 A_n=28 см²

Геометрические характеристики ветвей:

Уточняем положение центра тяжести:

Изменение y₁ и y₂ незначительно, поэтому перерасчет усилий не производится.

Проверяем устойчивость ветвей из плоскости рамы:

подкрановая ветвь: наружная ветвь:

Условие устойчивости ветвей из плоскости рамы выполняется.

Из условия равноустойчивости ветвей в плоскости и из плоскости рамы принимаем

_x1 = =74; l_в1=3,5· 74=259 см Принимаем l_B = 189см — как длину, разделившую нижнюю часть колонны на равные участки.

Проверяем устойчивость ветвей в плоскости рамы:

_x1=189/3,5 = 54 < _y1 = 74 — ветвь устойчива

_x2=189/6 = 31.5 < _y2 = 103 — ветвь устойчива Расчет решетки подкрановой части колонны.

Условная поперечная сила:

Q_усл =0.2(96+60,1)=31.22 кН> Q_max = 27.5кН В расчете принимаем условную поперечную силу.

Усилие сжатия в раскосе:

Задаемся _р = 100; = 0.542:

требуемая площадь раскоса:

R = 24 кН/см²; C-245; = 0.75 (сжатый уголок, прикрепленный одной полкой).

Принимаем: 50×5; А_р = 4.8 см²; i_min = 0,98 см;

_max = 183/0,98= 186.7;

_min = 0.52 (приложение 7[1]);

Проверка устойчивости колонны в плоскости действия момента как единственного стержня.

Геометрические характеристики сечения:

Приведенная гибкость:

Для комбинации усилий, догружающих наружную ветвь (сечение 1−1),

Для комбинации усилий, догружающих подкрановую ветвь (сечение 2−2),

Проверки показали, что устойчивость колонны как единого стержня в плоскости рамы обеспечена. Из плоскости рамы устойчивость как единого стержня не проверяется, так как это условие устойчивость из плоскости рамы каждой ветви в отдельности.

Расчет и конструирование узла сопряжения верхней и нижней частей колонны Расчетные комбинации усилий над уступом:

1. M₁ = 119.8 кНм; N₁ =-357.6 кН; (загр.1,3,4-)

2. M₂ = -113 кНм; N₂ = -552.1 кН (загр.1,2,5)

Давление кранов D_max = 1010,1 кН Прочность стыкового шва Ш-1 (рис.8) проверяем по нормальным напряжениям в крайних точках сечения надкрановой части. Площадь шва равна площади сечения колонны:

1 комбинация — наружная полка:

внутренняя полка:

2 комбинация — наружная полка внутренняя полка Толщина стенки траверсы определяется из условия смятия:

Длина смятия l_см, определяется шириной опорного ребра подкрановой балки, которую считаем принятой равной 30 см, и толщиной опорной плиты

t_пл = 2.0 см.

— (по СНиП П-23−81* п.3) для листовой стали C-245

Толщину траверсы принимаем t_тр = 1.0 см Усилие во внутренней полке верхней части колонны при действии 2-й комбинации:

Длина шва крепления вертикального ребра траверсы к стенке траверсы (ш.2 рис. 8)

Для полуавтоматической сварки принимаем сварочную проволоку марки Св-0.8А,

d = 1.4 2 мм; _f = 0.9; _z = 1.05.

Назначаем:

k_f = 0.6 см; _wf = _wz = 1.0; R_wf = 18 кН/см²; R_wz = 16.5 кН/см²

В стенке подкрановой ветви делаем прорезь, в которую заводим стенку траверсы. Для расчета шва крепления траверсы к подкрановой ветви (ш.3, рис. 8) составляем комбинацию, дающую наибольшую опорную реакцию траверсы М = 19.3кН*м;

N = -552.1 кН. (1,2,3,4-, 5)

Требуемая длина шва:

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

где: t_cm = 0.68смтолщина стенки 40Б1 по сортаменту;

R_s = 0.58*R_y = 13.9

h_тр = 60 cм Принимаем h_тр =60 см. Из конструктивных соображений h_{тр min} 0.5 h_н т. е.

Проверить прочность траверсы как балки, нагруженной усилиями N, M, D_max. Найдем геометрические характеристики сечения траверсы (рис. 8).Нижний пояс траверсы принимаем конструктивно 280*10 мм., верхние горизонтальные ребра — из двух листов 200*10 мм.

Положение центра тяжести сечения:

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

N=-552.1 кН; M= —113 кН*м; =Q/t*h=782.7/1.2*59=11.1кН

3.5 Расчет и конструирование базы колонны Ширина нижней части колонны равна 1 м. Базу проектируем раздельного типа. Расчетные комбинации усилий в нижнем сечении колонны — сечении 1−1:

M₁ = 267,3 кН*м; N₁ = -1646,1 кН (для наружной ветви) М₂ = 84,6 кН*м; N₂ = -908,8 кН (для подкрановой ветви) М₃ = -93,1 кН*м; N₂ = -1646,1 кН (для внутренней ветви) М₃ = -93,1 кН*м; N₂ = -1646,1 кН (для анкерных болтов) В комбинации усилий не учтена нагрузка от снега, т.к.

Усилия в ветвях колонны:

База наружной ветви

Требуемая площадь плиты:

где: R_ф = R_б = 1.2*0.75 = 0.9 кН/см (бетон В-12,5)

Ширина плиты b_п равна (см. рис. 9):

Aпл.фактич.= 2700 >Апл.тр.

Среднее напряжение в бетоне под плитой Определяем изгибающие моменты на отдельных участках плиты:

участок 1 (консольный свес с₁ = 22,5+1−7,1+1,2=7,4 см)

участок 2

участок 3

Для расчета принимаем М_max =20.9 кН*см Требуемая толщина плиты Принимаем t_пл = 2.8 см; R = 24 кН/см² — для листовой стали C-245 t = 2040 мм.

Высоту траверсы определяем из условия размещения сварных швов. Сварка полуавтоматическая, проволокой Св-0,8А, d = 1.42.0 мм, К = 0.8 см.

Принимаем высоту траверсы h_тр = 30 см.

Проверка прочности траверсы производится как для балки на двух опорах. Пролет траверсы l_тр = 40 см.

Равномерно распределенная нагрузка:

Условие прочности траверсы имеет вид:

где:

Расчет анкерных болтов (см. стр. 360).

Расчетные усилия в колонне для расчета анкерных болтов:

N_min = -547кН; М = 145,8 кН· м.

Принимаем, что центр соединения анкерных болтов каждой ветви совпадает с центром оси ветви колонны. Усилия в анкерных болтах для сквозной колонны равны:

Принимаем анкерные болты из стали ВСт3кп2 R_bt = 14.5 кН/см² — расчетное сопротивление болтов на растяжение.

Сечение анкерных болтов принимаем конструктивно 2 болта диаметром 30 мм.

Проверка фактического соотношения жесткости нижней и верхней частей колонны.

Отличие фактического соотношения составляет :

— допустимого расхождения, если Д>30% то требуется статический перерасчет рамы при реальном проектировании.

4. КОНСТРУИРОВАНИЕ И РАСЧЕТ СКВОЗНОГО СЕЧЕНИЯ РИГЕЛЯ.

4.1 Расчет нагрузок Постоянная распределенная нагрузка условно прикладывается в верхних узлах ферм. Равномерно распределенная нагрузка определена в табл. 1, из которой видно, что q_к=1.78кН/м². Схемы действия нагрузок показаны на рис. 10. Величина узловой постоянной нагрузки F_п:

F_п= q_к * B * * г

где — длина панели по верхнему поясу,

В — шаг ферм.

F_п = 1.78*12*3 = 64,05 кН Снеговая нагрузка определяется по СНиП 2.01.07−85 «Нагрузки и воздействия». С учетом принятого уклона кровли i = 0.015 коэффициент неравномерности снега с = 1. Узловая снеговая нагрузка F_сн равна:

Нагрузка от опорных моментов (см. табл. 5):

1-я комбинация нагрузок в сечении 5−5:

M_max1 = -259 кН· м (сочетания 1, 2, 3', 4'-, 5')

M_2соот = -125.8 кН· м (сочетания 1, 2, 3, 4, 5)

Величины распоров H определяются по эпюрам поперечных сил с учетом расчетных сочетаний нагрузок.

H₁ = 0.4−4.4+30.3−3.5+13.5=36.3 кН

H₂ = 0.4−4.4−30.3−8.6+15.4=-27.5кН

2-я комбинация нагрузок в сечении 5−5 определяется без снеговой нагрузки:

M_max1 = -181.4 кН· м (сочетания 1, 3', 4', 5')

M_2соот = -55.9 кН· м (сочетания 1, 3, 4, 5)

Н₁ = 40.7 кН

H₂ = -23.1кН При вычислении усилий в нижнем поясе от каждой пары распоров H₁ — H₂ и Н₁ — H₂ принимается, что разность этих значений распределяется линейно между элементами нижнего пояса.

Усилия в элементах фермы

Опорные реакции

Расчетные усилия в стержнях фермы

4.4 Расчет узлов фермы Таблица 7

Таблица 8. Таблица расчета швов

Рис. 7. Конструктивная cхема колонны

Рис. 9 База наружной ветви колонны

Литература

Металлические конструкции. Общий курс. Учебник для ВУЗов (Под ред. Е. И. Беленя, 6 издание — М.:Стройиздат, 1985 г. — 560с.)

СниП II-23−81'. Стальные конструкции. Нормы проектирования. — М.: Стройиздат, 1988 г.

СниП 2.01.07 — Нагрузки и воздействия. — М.: Стройиздат, 1988 г.

Соловьев С. Л. Расчет поперечной рамы одноэтажного производственного здания. КирПИ. 1989 г.

Соловьев С. Л. Статический расчет стропильных ферм КирПИ. 1989 г.

Примак Н. С. Расчет рамных конструкций одноэтажных промышленных зданий. В.Ш. 1972 г. 490с.

Мандриков А. П. Примеры расчета металлических конструкций — М.: Стройиздат, 1991 г. — 427с.