Добавил:

kane4na kane4na@yandex.ru Полоцкий Государственный Университет (ПГУ), город Новополоцк. Что бы не забивать память на компьютере, все файлы буду скидывать сюда. Надеюсь эти файлы помогут вам для сдачи тестов и экзаменов. Учение – свет. Опубликованный материал нарушает ваши авторские права? Сообщите нам.

Вуз:

Полоцкий Государственный Университет

Предмет:

Металлические конструкции

Файл:

Курсовой проект №2 на тему Стальной каркас одноэтажного производственного здания Металлические конструкции ПГУ str1-28_glava1-3

.pdf

Скачиваний:

Добавлен:

30.05.2023

Размер:

855.75 Кб

Скачать

☆

<<< < Предыдущая 12 / 32 3 > Следующая >>>

Рисунок 2.5 - Линия влияния D (суммаопорных реакций балок на колонну)

Усилия,передаваемые колесами другой стороны крана:

	(9.8 Q + Gk )		9.8 80 + 1100		кН
Fk.min =		− Fkmax =		− 360 = 111
			4
	n0

Сумма произведений ординат линии влияния на соответствующие значения давлений колес крана:

SumFkminYi = 111 (1 + 0.933 + 0.737 + 0.671 ) + 111 (0.571 + 0.504 + 0.308 + 0.242 ) = 551.3 кН

Расчетное минимальное усилие,передаваемое колесами крана на колонну:

Dmin = γf (ψ SumFkminYi			+ Gn + gn bt bф) = 1.35 (551.3 + 66 + 1.5 1.25 12) = 863.73 кН
Определяем расстояние от оси подкрановой балки дооси,проходящей через центр тяжести
нижней части колонны:			= 0.5 h 10− 3				= 0.5 1250 10− 3 = 0.625
	e	к									м
				н
Сосредоточенные моменты от вертикальных усилий:											кНм
Mmax = eк Dmax					=	0.625 2556.45			= 1597.781
	Mmin = eк Dmin				=		0.625 863.73		= 539.831		кНм
Горизонтальная сила от мостовых кранов,передаваемая одним колесом:
				(9.8 Q + G )
T	=	0.1			т		= 0.1	9.8 80 + 380		= 29.1 кН

k				n0					4

где Gт - вес тележки крана,кН;

n0 - количествоколес крана с одной стороны крана.

Расчетная горизонтальная сила T,передаваемая подкрановыми балками на колонну:

T = γf ψ SumTkYi = 1.35 [29.1 (1 + 0.933 + 0.737 + 0.671 ) + 29.1 (0.571 + 0.504 + 0.308 + 0.242 )] = 195.116 кН

Считаем условно,чтосила T приложенав уступе колонны. Нагрузки от крановых воздействий показаны на рисунке 2.6.

Рисунок 2.6 - Нагрузки от крановых воздействий

2.3 Статический расчетпоперечной рамы

Рассмотрены следующие нагружения рамы (расчетные): ВН1постоянная нагрузка; ВН2снеговая нагрузка;

ВН3 - Dmax на крайние колонны; ВН3* - Dmin на крайние колонны;

ВН4Тормозная нагрузка слева направо; ВН4* - Тормозная нагрузка справа налево; ВН5Ветровая нагрузка слева направо;

ВН5* - Ветровая нагрузка справа налево. Более подробно - см. Приложение А.

2.4Составление таблицы расчетных усилий

Таблица 2.2 - Сводная таблица внутренних усилий в сечениях крайней левой колонны

Номер	комбинации
ВН	усилий

1Постоянная

2Снеговая

3Dmax на лев стойку

3* Dmax на прав стойку

4Т на лев стойку

4* Т на прав стойку

5Ветровая слева

5* Ветровая справа

1-1			2-2				3-3				4-4
M	N	M		N		M		N		M	N	Q
-500,84	218,71		-292,38		418,92		-177,18		418,92	153,91	682,29	-35,04
-443,32	195,932		-233,95	195,932		-180,07		195,932		152,47	195,932	-35,19

252,22	-15,658		946,18		-15,658		-660,96		2548,89	441,21	2548,89	-116,63

56,12	-2,191		307,44		-2,191		-238,05		869,64	161,10	869,64	-42,24

344,89	-32,859		625,00		-32,859		615,97		-32,859	-783,032	-32,859	148,04

-344,89	32,859		-625,00		32,859		-615,97		32,859	783,03	32,859	-148,04

306,50	-25,391		258,38		-25,391		251,40		-25,391	-524,31	-25,391	127,49

-354,416	28,364		-230,15		28,364		-222,35		28,364	464,00	28,364	-104,38

	№ сочетания		-		КН2			-			КН7
+Mmax,	усилия	-		-	1322,66	307,57	-		-		1074,96			1416,73
Nсоотв	№ сочетания		-		КН3			-			КН6
	усилия	-		-	1477,69	292,33	-		-		1785,94			3374,65
	№ сочетания	КН1			КН1		КН2				КН5
	№ сочетания	КН1			КН1		КН2				КН5
-Mmax,	усилия	-869,04		381,83	-482,47	552,02	-1427,53		2937,84		-393,48			554,56
Nсоотв	№ сочетания	КН8			КН4		КН6				КН3
	усилия	-680,68		363,80	-620,56	569,03	-1741,01		3150,79		-525,58			3080,75
	№ сочетания		-		КН2			-				-
	№ сочетания		-		КН2			-				-
	усилия	-		-	1322,66	307,57	-		-		-			-
	№ сочетания		-		КН3			-			КН6
	усилия	-		-	1477,69	292,33	-		-		1785,94			3374,65
	№ сочетания	КН1			КН1		КН2					-
	№ сочетания	КН1			КН1		КН2					-
Nmax,	усилия	-869,04		381,83	-526,33	614,86	-1427,53		2937,84		-			-
-Mсоотв	№ сочетания	КН8			КН4		КН6					-
	усилия	-680,68		363,80	-620,56	569,03	-1741,01		3150,79		-			-
Nmin,	№ сочетания										КН9
	№ сочетания										КН9
	усилия										594,83				608,31
+Mсоотв	№ сочетания												-
	усилия									-				-
Nmin,	№ сочетания										КН5
Nmin,	усилия										-393,48				554,56
-Mсоотв	№ сочетания												-
	усилия									-				-
Qmax	№ сочетания										КН6
	№ сочетания										КН6
	усилия															-392,27
	усилия															-392,27

Основные сочетания нагрузок и коэффициенты сочетаний приняты согласноп.6.4.3.2СН 2.01.02-2019. В данной курсовой работе рассмотрены следующие комбинации:

КН1=0.85ВН1+ВН2; КН2=0.85ВН1+ВН3+ВН4; КН3=0.85ВН1+ВН3+ВН4+0.6ВН5; КН4=0.85ВН1+ВН2+0.6ВН5*; КН5=0.85ВН1+ВН5; КН6=0.85ВН1+ВН2+ВН3+ВН4+0.6ВН5*; КН7=0.85ВН1+ВН3*+ВН4; КН8=0.85ВН1+ВН2+ВН3*+ВН4+0.6ВН5*; КН9=0.85ВН1+ВН5*.

Варианты нагружений ВН1 - ВН5*и эпюрывнтуренних усилий для них приведены в ПриложенииА.

В таблице 2.2 приведены внутренние усилия от вариантов загружений в расчетных сечениях крайней левой колонны поперечной рамы, а также определены наиболее невыгодные их сочетания для каждогоиз сечений. Нумерация сечений показана на рисунке 2.7.

Рисунок 2.7- Нумерация расчетных сечений крайней колонны

3. Расчет ступенчатой колонны производственногоздания

Для верхней части колонны в сечении 2-2: N = 292.333 кН, M = 1477.689 кНм;

в сечении 1-1при том же сочетании нагрузок: M2.2 = −311.885			кНм;
для нижней части колонны N1 = 3150.786	кН, M1	= 1741.005	кНм (изгибающий момент
догружает подкрановуюветвь); N2 = 3374.651	кН, M2	= 1785.936	кНм (изгибающий момент

догружает наружную ветвь); Qmax = 392.273 кН.

Соотношение жесткостейверхней и нижней частей колонн Iв/Iн=1/5; материал колонны - сталь марки С245,бетон фундамента класса С20/25.

3.1 Определение расчетныхдлин колонны

Длина нижней части колонны lн =

Hн

18450

= 18.45

м, длина верхней части колонны

1000

lв =

Hв

5950

= 5.95 м. Поскольку

Hв

= 0.322 < 0.6 и

3374.651

= 11.544 > 3, то в раме с

1000

Hн

292.333

жестким сопряжением ригеля с колонной при закреплении верхнего конца колонны только от

поворота:

μ1 = 2

, μ2 = 3

Таким образом расчетная длина нижней части колонны в плоскости рамы:

lx1 = μ1 lн 100 = 2 18.45 100 = 3690 cм

Расчетная длина верхней части колонны в плоскости рамы:

lx2 = μ2 lв 100 = 3 5.95 100 = 1785 cм

Расчетная длина нижней части колонны из плоскости рамы:

ly1 = lн 100 = 1845 cм

Расчетная длина верхней части колонны из плоскости рамы:

ly2 = 10− 1 (Hв − hб) = 10− 1 (5950 − 1600 ) = 435 cм

3.2 Подборсечения верхней и нижней частей колонны 3.2.1 Подбор сечения верхней части колонны

Сечение верхней части колонны принимаем в виде сварногодвутавра высотой hв = 700 мм.

Для симметричного двутаврав первом приближении:

ix = 0.42 hв 10−	1	= 0.42 700 10−	1 = 29.4 см - осевой радиус инерции;
ρx = 0.35 hв 10− 1	=	0.35 700 10− 1	= 24.5 см - полярный радиус инерции;

Гибкость верхней части колонны в плоскости рамы (для стали С245 fyd = 23 кН/см2 ):

		lx2	fyd		1785
λef.x	=			=		23	= 2.029
		ix	E		29.4
						2.06 104

Относительный эксцентриситет:

m =	M 100	=	1477.689 100	= 20.632

x	N ρx		292.333 24.5

В первом приближении принимаем Af/Aw=1. Потаблице Д.2СП 5.04.01-2021 определяем коэффициент влияния формы сечения η = 1.793 . Тогда приведенный относительный эксцентриситет вычисляется по формуле:

mef = η mx = 1.793 20.632 = 36.985

По таблице Д.3 СП 5.04.01-2021при mef = 36.985 и λef.x = 2.029 определяем коэффициент устойчивости при внецентренном сжатии:

φe = 0.041

Определяем требуемуюплощадь сечения (при γc = 1.05 согласно табл. Б.1 СП 5.04.01-2021) :

	N		292.333
Aтр =		=		= 297.052

	φe γc fyd		0.041 1.05 23

Принимаем толщину полок tf = 2.8 см. Тогда высота стенки составляет:

	hв			700		см
hw =		− 2 tf	=		− 2 2.8 = 64.4
	10			10

Предельная гибкость стенки:

λuw = 1.2 + 0.35 2.029 = 1.91

Из условия местной устойчивости стенки:

		fyd			23
	hw			64.4
						10	4
tw >		E			2.06				см
			=					= 1.127

	λuw				1.91

Поскольку сечение с такой толстой стенкой неэкономично,принимаем:

tw = 1 см

При этом в расчетную площадь сечения колонны включаемдва крайних участка стенки шириной по:

hw1 = 0.85 tw

fyd

Требуемая площадь поясного листа:

Af.тр	=	(Aтр − 2 hw1 tw)

	2

=	0.85	2.06 104	= 25.438 см
=	0.85	23	= 25.438 см
		23
	297.052 − 2 25.438				2
=				= 123.088	см
=		2		= 123.088	см
		2

Из условия устойчивости верхней части колонны из плоскости действия момента:

bf >	ly2		435	= 21.75	см
		=
	20		20

Принимаем ширинупоясноголиста bf = 48см. Предельное значение условной гибкости свеса пояса,рассчитываемогокак для центрально-сжатого элемента:

λef.ufc = 0.36 + 0.5 λef.x = 0.36 + 0.5 2.029 = 1.374

По таблице 24 СП 5.04.01-2021определяем предельную условную гибкость свеса полки:

λef.uf = λef.ufc − 0.01 (1.15

+ 0.7 λef.x) mx =

1.374 − 0.01 (1.15

+ 0.7 2.029 ) 20.632 = 0.844

Проверяем устойчивость поясных листов верхней части колонны:

bf − tw

fyd

48 − 1

= 0.28 < λef.uf

= 0.844

2 tf

2 2.8

2.06

104

Условие выполняется.

Определим геометрические характеристики поперечногосечения верхней части колонны.

= 2 bf tf

+ tw hw

2 48 2.8 + 64.4 = 333.2

см2 - полная площадь сечения;

= 2 bf tf + 2 hw1 tw

2 48 2.8

+ 2 25.438 = 319.677 см2 - площадь с учетомустойчивой части

стенки;

3 t

0.1 − t

700 0.1

+ 2 b

64.4

+ 2 48 2.8

− 2.8

= 325721.947

см - момент

инерции относительно оси X;

3 t

64.4

+ 2

48 2.8

= 51614.967

см - момент инерции относительнооси

2 I

2 325721.947

Wx =

= 9306.341

см - момент сопротивления относительно оси X;

hв 10− 1

700 10− 1

Wy =

2 Iy

ix =

iy =

ρx =


		2 51614.967						3
=		2 51614.967					= 2150.624 см - момент сопротивления относительно оси Y;
=	48						= 2150.624 см - момент сопротивления относительно оси Y;
	48

=			325721.947			= 31.266		см - радиус инерции относительно X;
=	333.2					= 31.266		см - радиус инерции относительно X;
	333.2

=			51614.967		= 12.446			см - радиус инерции относительноY;
=	333.2				= 12.446			см - радиус инерции относительноY;
	333.2
=	9306.341			= 27.93 см - ядровое расстояние.
=	333.2			= 27.93 см - ядровое расстояние.
	333.2

Гибкость верхнего участка колонны в плоскости рамы:

λx =	lx2	=	1785	= 57.091
			31.266
	ix

Условная гибкость верхней части колонны вплоскости рамы:

fyd

λef.x = λx

57.091

= 1.908

2.06 104

M 102

1477.689 102

= 18.098

N ρx

2 bf tf

292.333 27.93

Тогда при

2 48 2.8

= 4.174 коэффициент η равен:

hw tw

64.4

η = 1.74

Приведенный относительный эксцентриситет:

mef = η mx

1.74 18.098

= 31.491

По таблице Д.3 СП 5.04.01-2021при mef

= 31.491 и λef.x = 1.908

определяем φe = 0.039 .

Проверка условия (114) СП 5.04.01-2021:

292.3329

= 0.9709

< 1

φe A fyd γc

0.039 319.6767 23 1.05

Недонапряжение составляет:

% < 5%

(1 − k ) 100

= (1

− 0.971) 100 = 2.908

Проверим устойчивость верхней части колонны из плоскости действия момента:

При λy =

ly2

435

= 34.951 φ = 0.871 . Для определения m найдем максимальныймомент

12.446

в средней трети расчетной длины стержня:

− M2.2

ly2

1477.689

− −311.885

435

Mx = M2.2 +

lв

−

= −311.885

5.95 −

= 1041.575

кНм

lв

100

5.95

Относительный эксцентриситет:

Mx 102 A

1041.575 102 319.677

= 12.239 --> c = 0.131

N Wx

292.333 9306.341

Проверка устойчивостиверхней части колонны из плоскости действия изгибающего момента

согласно п. 9.2.4СП 5.04.01-2021:

292.333

= 0.318 < 1

c φ A0 fyd γc

0.131 0.871 333.2 23 1.05

Условие выполняется,значит сечение верхней части колонны принятоверно. Сечение показанона рисунке 3.1.

Рисунок 3.1 - Сечение верхнейчасти колонны

3.2.2Подбор сечения нижней части колонны

Сечение нижней части колонны - сквозное,состоящее из 2-х ветвей, соединенных решеткой. Высота сечения hн = 1250 мм. Подкрановую ветвь колонны принимаем из широкополосного

двутавра, наружную - составногосварного сечения из 3 листов.

Определяем ориентировочное положение центра тяжести. Принимаем z0 = 5 см.

= h 10− 1 − z =

1250 10− 1 − 5 = 120 см

1785.936

120 = 60.764 см

M1 + M2

1741.005 + 1785.936

Определяем усилия в ветвях:

= h0 − y1 = 120 − 60.764

= 59.236

см

- в подкрановой ветви:

M1 102

59.236

1741.005 102

кН;

Nв1 = N1

3150.786

= 3006.162

- в наружной ветви:

120

M2 102

60.764

1785.936

102

кН;

Nв2 = N2

3374.651

= 3197.101

120

где y1, y2 - расстояния от центра тяжести сечения колонны доцентра тяжести

соответствующих ветвей.

Определяем требуемуюплощадь ветвей и назначаем сечение нижней части колонны. Задаемся φ = 0.8. Тогда для подкрановой ветви:

	N	в1		3006.162	2
Aв1 =			=		= 149.115 см
	φ fyd γc			0.8 24 1.05

По сортаменту принимаем двутавр № "70Б1" . Его геометрические характеристики:

hдв = 691 мм - высота двутавра;

bдв = 260 мм - ширина полки двутавра;

tw1 = 12 мм - толщина стенки; tf1 = 15.5 мм - толщина полки;

Aв.1 = 164.7 см2 - площадь сечения подкрановой ветви;

Iy.1 = 125930 см4 - момент инерции относительно Y1;

Ix.1 = 4556 см4 - момент инерции относительноX1;

Wy.1 = 3645 см3 - момент сопротивления относительно Y1;

Wx.1 = 350.5 см3 - момент сопротивления относительно X1; iy.1 = 27.65 см - радиус инерции относительно Y1;

ix.1 = 5.26 см - радиус инерции относительноX1.

Для наружной ветви задаемся φ = 0.75. Тогда требуемая площадь сечения наружной ветви:

	Nв2		3197.101		2
Aв2 =		=		= 176.514	см

	φ fyd γc		0.75 23 1.05

Для удобства прикрепления элементов решетки просвет между внутренними гранями полок принимаем таким же, как ив подкрановой ветви.

Толщинустенки составногошвеллера принимаем tw2 = tf = 2.8 см. Задаемся толщиной полки составногошвеллера tf2 = 1.2 см. Тогда высота стенки с учетом размещения сварных швов составит:

= h

дв

10− 1 −

2 t

10− 1 +

2 t

+ 1.4

= 691 10− 1

− 2 15.5 10− 1 +

2 1.2 + 1.4 = 69.8

см

Тогда требуемая ширина полки составит:

Aв2

− tw2 hw2

176.514

− 2.8 69.8

см

bf2.min =

= −7.886

2 tf2

2 1.2

Принимаем поясные листы шириной bf2 = 15

см и толщиной tf2 = 1.2 см. Вычислим

геометрические характеристики наружной ветви. Статический момент стенки:

tw2

2.8

Sw2

tw2 hw2

= 2.8 69.8

= 273.616

см ;

Cтатический момент поясных листов:

bf2

= 2 1.2 15

= 370.8

2 t

+ t

+ 2.8

см ;

Положение центра тяжести наружной ветви относительно наружной грани стенки

швеллера и площадь:

+ S

273.616

+ 370.8

= 3.651 см

в2

= t

+ 2 b

231.44

см

Aв2

176.514

Момент инерции стенки относительно центра тяжести (относительно оси X):

69.8

2.8

2.8 69.8 3.651 −

2.8

+ t

−

= 1117.808

см

x.w2

Момент инерции поясных листов относительно центра тяжести (относительно оси X), см4:

1.2 15

+ b

+ t

− z

= 2

+ 15 1.2

+ 2.8 −

3.651 = 2266.626

x.f2

Момент инерции сечения наружной ветви относительно центральной оси X:

= I

+ I

= 1117.808

+ 2266.626

= 3384.434

см4

x.2

x.w2

x.f2

Момент инерции поясов наружной ветви относительно центральной оси Y, см4:

15 1.2

Iy.f2

= 2

+ bf2 tf2 (hw1 + tf2

− z0)

+ 15 1.2 (66

+ 1.2 − 3.651 ) =

145390.338

Момент инерции стенки наружной ветви относительно центральной оси Y:

2.8 69.8

= 79349.291

см

y.w2

Момент инерции сечения наружной ветви относительно центральной оси Y:

= 145390.338

+ 79349.291

= 224739.629

см4

y.2

y.f2

y.w2

Радиусы инерции сечения наружной ветви:

Ix.2

ix.2

3384.434

= 3.824 см;

Aв2

231.44

Iy.2

iy.2

224739.629

= 31.162

см.

Aв2

231.44

Уточняем положение центра тяжести сечени колонны:

h	0	= h 10− 1	− z	0	= 1250 10− 1	− 3.651 = 121.349	см
	0	н		0

Уточняем внутренние усилия вветвях нижнегоучастка колонны:

Aв2 h0

231.44 121.349

см

= 70.897

Aв.1 + Aв2

164.7 + 231.44

- в подкрановой ветви:

y2 = h0 − y1 = 121.349 − 70.897 = 50.452

см

M1 102

50.452

1741.005 10

кН;

Nв1 = N1

3150.786

= 2744.684

- в наружной ветви:

121.349

M2 102

70.897

1785.936 102

кН

Nв2 = N2

3374.651

= 3443.332

121.349

Условная гибкость подкрановой ветви из плоскости рамы:

	ly1	fyd		1845
λef.y.1 =			=		24	= 2.278
					2.06 104
	iy.1	E	27.65

Условная гибкость наружной ветви из плоскости рамы:

	ly1	fyd		1845
λef.y.2 =			=		23	= 1.978
					2.06 104
	iy.2	E		31.162

Коэффициенты α и β согласно п.7.1.3 СП 5.04.01-2021 для типа сечения с (наружная ветвь)

α = 0.04 β = 0.14

Коэффициент δ (для наружной ветви):

δ = 9.87 (1 − α + β λef.y.2) + λef.y.22 = 9.87 (1 − 0.04 + 0.14 1.978 ) + 1.978 2 = 16.123

Коэффициент устойчивости при центральном сжатии (для наружной ветви):

φy.2 = 0.5	δ −	δ2 − 39.48 λef.y.2		2		16.123 −	16.123 2 − 39.48 1.978	2
					= 0.5				= 0.748
		λef.y.2	2		= 0.5	1.978 2			= 0.748
		λef.y.2	2			1.978 2

Коэффициенты α и β согласно п.7.1.3 СП 5.04.01-2021 для типа сечения b (подкрановая ветвь) :

α = 0.04 β = 0.09

Коэффициент δ (для подкрановой ветви):

δ = 9.87 (1 − α + β λef.y.1) + λef.y.12 = 9.87 (1 − 0.04 + 0.09 2.278 ) + 2.278 2 = 16.686

Коэффициент устойчивости при центральном сжатии (для подкрановой ветви):

φy.1 = 0.5	δ −	δ2 − 39.48 λef.y.1		2	= 0.5	16.686 −	16.686 2 − 39.48 2.278 2	= 0.781
φy.1 = 0.5					= 0.5		2.278 2	= 0.781
		λef.y.1	2				2.278 2

Проверяем устойчивость ветвей колонны: - наружная ветвь:


	Nв2			3443.332				< 1
		=					= 0.824

	φy.2 Aв2 fyd γc			0.748 231.44 23 1.05
- подкрановая ветвь:
	Nв1			2744.684		= 0.846		< 1
			=

	φy.1 Aв.1 fyd γc				0.781 164.7 24 1.05

Схемасечения - см. рис. 3.2.

Рисунок 3.2- Поперечное сечение нижнего участка колонны

Проверим местнуюустойчивость поясов наружной ветви. Предельное значение условной гибкостисвеса пояса определяется потаблице 10СП5.04.01-2021:

λuf = 0.43 + 0.08 λef.y.2 = 0.43 + 0.08 1.978 = 0.588

Фактическое значение условной гибкости свеса поясов наружной ветви:

λf	=	bf2	fyd	=	15	23	= 0.418 < λuf = 0.588
			E			2.06 104
		tf2		1.2

Из уловия равноустойчивости подкрановой ветви в плоскости и из плоскости рамы определим требуемое расстояние между узлами решетки:

lв.max =	ly1			1845	5.26 = 350.984	см
		ix.1	=
				27.65
	iy.1

Принимаем lв1 = 290.833 см, разделив нижнюю часть колонны на целое числопанелей. Для подкрановой ветви:

lв1

fyd

290.833

λef.x.1 =

= 1.887

2.06 104

ix.1

5.26

δ = 9.87 (1 − α + β λef.x.1) + λef.x.1

9.87 (1 −

0.04 + 0.09 1.887 ) + 1.887 2 = 14.713

δ −

δ2 − 39.48 λef.x.1

φx.1 = 0.5

14.713

−

14.713 2 − 39.48 1.887 2

= 0.5

= 0.843

λef.x.1

1.887 2

Для наружной ветви:

lв1

fyd

290.833

λef.x.2 =

= 2.541

3.824

2.06 104

ix.2

δ = 9.87 (1 − α + β λef.x.2) + λef.x.2

9.87 (1 −

0.04 + 0.09 2.541 ) + 2.541 2 = 18.191

δ −

δ2 − 39.48 λef.x.2

φx.2 = 0.5

= 0.5

18.191

−

18.191 2 − 39.48 2.541 2

= 0.734

λef.x.2

2.541 2

<<< < Предыдущая 12 / 32 3 > Следующая >>>

Соседние файлы в предмете Металлические конструкции

#
30.05.20232.31 Mб8te1991-3.doc
#
24.01.2023324.43 Кб3Задача по МК.pdf
#
30.05.2023450.87 Кб8Курсовой проект №2 на тему Стальной каркас одноэтажного производственного здания Металлические конструкции ПГУ Boyko_List1_A1 пояснительная записка.pdf
#
30.05.2023358.91 Кб8Курсовой проект №2 на тему Стальной каркас одноэтажного производственного здания Металлические конструкции ПГУ Prilozhenie_A.doc
#
30.05.2023855.75 Кб13Курсовой проект №2 на тему Стальной каркас одноэтажного производственного здания Металлические конструкции ПГУ str1-28_glava1-3.pdf
#
30.05.2023212.94 Кб5Металические конструкции экзамен.docx
#
30.05.20231.81 Mб11МК вопросы ответы Экзамен.docx
#
30.05.202315.46 Mб13Ответы к экзамену по металлическим конструкциям.docx
#
30.05.20232.53 Mб80СН_Ветровые.pdf
#
30.05.2023471.2 Кб47СН_Нагрузки.pdf