Курсовой проект: Проектирование одноэтажного промышленного здания

Министерство науки и высшего образования Российской Федерации
Федеральное государственное бюджетное образовательное учреждение
высшего образования
«НАЦИОНАЛЬНЫЙ ИССЛЕДОВАТЕЛЬСКИЙ
МОРДОВСКИЙ ГОСУДАРСТВЕННЫЙ УНИВЕРСИТЕТ
им. Н. П. ОГАРЁВА»
(ФГБОУ ВО «МГУ им. Н.П. Огарёва»)
Институт архитектуры и строительства
Кафедра строительных конструкций
ПОЯСНИТЕЛЬНАЯ ЗАПИСКА К КУРСОВОМУ ПРОЕКТУ
по теме:
«ПРОЕКТИРОВАНИЕ ОДНОЭТАЖНОГО ПРОМЫШЛЕННОГО ЗДАНИЯ
ИЗ ЖЕЛЕЗОБЕТОНА»
Дисциплина «Железобетонные и каменные конструкции»
Автор курсового проекта: студент Лебеденко А. О.
группы 502
Обозначение курсового проекта КП – 02069964 – 08.05.01 – 467 – 25
Специальность 08.05.01 Строительство уникальных зданий и сооружений
Специализация № 1 Строительство высотных и большепролетных зданий и
сооружений
Руководитель проекта
к.т.н., доцент ______________________________________ В. Н. Уткина
Оценка _______________
Саранск 2025
Министерство науки и высшего образования Российской Федерации
Федеральное государственное бюджетное образовательное
учреждение высшего образования
«НАЦИОНАЛЬНЫЙ ИССЛЕДОВАТЕЛЬСКИЙ
МОРДОВСКИЙ ГОСУДАРСТВЕННЫЙ УНИВЕРСИТЕТ
им. Н. П. ОГАРЁВА»
(ФГБОУ ВО «МГУ им. Н. П. Огарёва»)
Институт архитектуры и строительства
Кафедра строительных конструкций
ЗАДАНИЕ НА КУРСОВОЙ ПРОЕКТ
по дисциплине
«Железобетонные и каменные конструкции»
Студент Лебеденко А. О. группы 502
1 Тема: «Проектирование одноэтажного промышленного здания из железобетона»
2 Срок представления проекта к защите 26.12.2025
3 Исходные данные для проектирования
3.1 Длина здания: 144 м
3.2 Пролет здания: 36 м
3.3 Количество пролетов: 1
3.4 Продольный шаг колонн: 12 м
3.5 Высота подкранового рельса: 12,5 м
3.6 Тип подкрановой балки: разрезная
3.7 Грузоподъемность кранов: 30/5 т
3.8 Количество кранов в пролете: 2 шт.
3.9 Режим работы кранов: средний
3.10
Сопряжение ригелей с колоннами: шарнирное
3.11
Главная несущая конструкция покрытия (ригель): арка
3.12
Расчетное сопротивление грунта: 0,3 МПа
3.13
Район строительства: г. Саратов
3.14
Классы бетона и арматурной стали: В20; В45; А400; К1400
4 Содержание пояснительной записки курсового проекта
4.1 Статический расчет поперечной рамы здания
4.2 Расчет и конструирование колонн
4.3 Расчет арки покрытия
4.4 Расчет фундамента под колонну
5 Перечень графического материала
5.1 План и разрезы здания, рабочие чертежи колонны и фундамента
5.2 Рабочий чертеж арки покрытия
6 Приложения: таблицы, графики
Руководитель проекта ________________________________________ В. Н. Уткина
подпись
дата
Задание принял к исполнению _________________________________А. О. Лебеденко
подпись
дата
РЕФЕРАТ
Пояснительная записка содержит ___ страницы текстовой документации
формата А4 (__ таблицы, ___ наименований использованных источников, ___
приложения, ___ рисунков), 2 листа формата А1.
ЖЕЛЕЗОБЕТОН,
АРМАТУРА,
КОНСТРУКТИВНАЯ
СХЕМА,
ПОКРЫТИЕ, ТЕМПЕРАТУРНЫЙ БЛОК, КОЛОННА, АРКА, РАСЧЕТНАЯ
СХЕМА, ОПОРНЫЙ УЗЕЛ, ВНЕЦЕНТРЕННО НАГРУЖЕННЫ Й
ФУНДАМЕНТ.
Объектом проектирования является одноэтажное промышленное здание
из железобетона.
Цель работы – расчет и конструирование основных несущих
железобетонных конструкций одноэтажного промышленного здания.
В результате работы разработан учебный проект одноэтажного здания из
железобетона.
Степень внедрения – учебный проект внедрению не подлежит.
Область применения – разработанная проектная документация может
быть использована при разработке дипломного проекта.
Эффективность – приобретение навыков по проектированию основных
несущих железобетонных конструкций одноэтажного промышленного здания.
Изм. Лист
№ докум.
Подпись Дата
КП – 02069964 – 08.05.01 – 467– 25
Лист
3
СОДЕРЖАНИЕ
ВВЕДЕНИЕ
5
1 Компоновка конструктивной схемы здания
6
1.1 Определение внутренних габаритов здания
6
1.2 Компоновка покрытия
8
1.3 Разбивка здания на температурные блоки
10
1.4 Обеспечение пространственной жесткости каркаса здания
11
1.5 Выбор типа и предварительное назначение размеров сечений колонн
13
2 Статический расчет поперечной рамы здания
20
2.1 Определение постоянных и временных нагрузок
20
2.2 Расчетная схема и загружения поперечной рамы
31
2.3 Определение расчетных сочетаний усилий
38
2.4 Расчет сечений и конструирование железобетонных колонн
39
3 Проектирование арки покрытия
43
3.1 Сбор нагрузок на арку
44
3.2 Составление расчетной схемы арки
44
3.3 Схемы загружения арки
45
3.4 Расчет сечений и конструирование элементов арки
48
3.5 Расчет и конструирование опорного узла арки
49
4 Проектирование фундамента под колонну
4.1 Определение размеров подошвы фундамента и краевых давлений
4.2 Определение высоты фундамента и проверка нижней ступени
4.3 Подбор арматуры подошвы
4.4 Расчет арматуры подколонника
ЗАКЛЮЧЕНИЕ
СПИСОК ИСПОЛЬЗОВАННЫХ ИСТОЧНИКОВ
ПРИЛОЖЕНИЕ А Результаты расчета поперечной рамы здания в ПК ЛИРА
ПРИЛОЖЕНИЕ Б Результаты расчета фермы покрытия в ПК ЛИРА
Изм. Лист
№ докум.
Подпись Дата
КП – 02069964 – 08.05.01 – 467– 25
Лист
4
ВВЕДЕНИЕ
Железобетонные конструкции – строительные конструкции и детали,
изготовленные
из
бетона,
армированного
стальной
арматурой.
Они
применяются в различных областях строительства: гражданском (жилые и
офисные здания, больницы, школы), промышленном (заводы, фабрики,
склады), транспортном (мосты, эстакады, туннели) и других.
Железобетон обладает рядом преимуществ, которые связаны с
прочностью, долговечностью, огнестойкостью и экономичностью. Эти
преимущества обусловлены сочетанием свойств бетона и арматуры: бетон
хорошо сопротивляется сжимающим напряжениям, а сталь практически
одинаково
хорошо
воспринимает
и
сжимающие,
и
растягивающие
напряжения.
Цель работы – расчет и конструирование основных несущих
железобетонных конструкций одноэтажного промышленного здания
При разработке конструктивной части проекта необходимо решить
следующие задачи:
1.
Выбрать и скомпоновать конструктивную схему здания.
2.
Выполнить статический расчет поперечной рамы здания.
3.
Выполнить расчет и конструирование стропильной конструкции
покрытия.
4.
Рассчитать и сконструировать колонны здания.
5.
Выполнить расчет и конструирование фундамента под одну из
колонн.
Изм. Лист
№ докум.
Подпись Дата
КП – 02069964 – 08.05.01 – 467– 25
Лист
5
1 Компоновка конструктивной схемы здания
1.1 Определение внутренних габаритов здания
Конструктивная схема – схема взаимодействия несущих элементов
здания, обеспечивающая требуемое распределение усилий в них для
определения их несущей способности.
Несущая конструктивная система здания состоит из фундамента,
колонны, несущих конструкций покрытия и плит покрытия, подкрановых
балок и связей.
При компоновке необходимо решить следующие вопросы:
– выбрать сетку колонн и привязку их к разбивочным осям;
– определить внутренние габариты здания;
– скомпоновать покрытие;
– выполнить разбивку здания на температурные блоки;
– выбрать схему связей, обеспечивающих пространственную жесткость
здания и его отдельных элементов;
– выбрать тип колонн и назначить размеры сечений.
Сетка колонн увязывается с технологией производственного процесса и
выбирается на основании технико-экономического обоснования.
В курсовом проекте сетка колонн принимается по заданию на
проектирование. В данном случае 36 × 12 м, где 36 м – пролет здания, 12 м –
шаг колонн в продольном направлении.
С целью обеспечения типизации элементов каркаса принимаются
следующие системы привязок колонн к продольным и поперечным
разбивочным
осям
–
для
колонн
крайних
рядов
к
продольным
координационным осям:
– «нулевая», когда наружные грани колонн совмещаются с продольными
разбивочными осями (применяется в зданиях без мостовых кранов, либо в
зданиях, оборудованных мостовыми кранами грузоподъёмностью до 32 т
Изм. Лист
№ докум.
Подпись Дата
КП – 02069964 – 08.05.01 – 467– 25
Лист
6
включительно, при шаге колонн 6 м и высоте от пола до низа несущих
конструкций покрытий не более 14,4 м);
– «250 мм», когда наружные грани колонн смещаются с продольных осей
на 250 мм наружу (применяется, если хотя бы одно из условий нулевой
привязки не выполняется).
В курсовом проекте принимаем привязку колонн крайних рядов к
продольным разбивочным осям равной 250 мм, так как шаг колонн в
продольном направлении по заданию равен 12 м, что превышает условие
нулевой привязки.
Привязка в торце здания и у температурного шва к поперечной
координационной оси – 500 мм.
Высота внутреннего помещения здания определяется технологическими
условиями и назначается исходя из заданной отметки кранового рельса. В
данном случае: 𝐻зад = 12,5 м.
Высота колонны в нижней части от обреза фундамента до верха
подкрановой консоли определяется по формуле:
𝐻н = 𝐻зад − ℎп.б. − ℎр + 𝑎1 ,
где ℎп.б. – высота сборной железобетонной подкрановой балки
(принимается от 1/8 до 1/10 ее пролета):
1 1
1 1
ℎп.б. = ( ÷ ) 𝐵 = ( ÷ ) ∙ 12 000 = 1500 ÷ 1200 мм,
8 10
8 10
принимаем ℎп.б. = 1400 мм при пролете балки 12 м;
ℎр – высота кранового рельса КР-70 (с двумя крюками)
грузоподъемностью 30/5 т – принимается по справочным данным в
зависимости от грузоподъемности мостового крана. В данном случае ℎр =
150 мм;
𝑎1 – расстояние от обреза фундамента до уровня пола, 𝑎1 = 250 мм.
Тогда 𝐻н = 12 500 − 1400 − 150 + 250 = 11 200 мм = 11,2 м.
Изм. Лист
№ докум.
Подпись Дата
КП – 02069964 – 08.05.01 – 467– 25
Лист
7
Высота колонны верхней части зависит от высоты крана, высоты
подкрановой балки, высоты рельса и зазора от верхней точки крана до
покрытия и определяется формулой:
𝐻в = 𝐻кр + ℎп.б. + ℎр + 𝑎2 ,
где 𝐻кр – высота мостового крана (принимается по ГОСТу на мостовые
краны) грузоподъемностью 30/5 т, равная 2750 мм.
𝑎2 – необходимое расстояние для нормальной эксплуатации крана,
принимаемое не менее 100 мм. В данном случае примем 𝑎2 = 150 мм.
Тогда 𝐻в = 2750 + 1400 + 150 + 150 = 4450 мм = 4,45 м.
Высота колонны без учета заделки в фундаменте:
𝐻к = 𝐻н + 𝐻в = 11 200 + 4450 = 15 650 мм = 15,65 м.
Высота внутреннего помещения здания:
𝐻зд = 𝐻к − 𝑎1 = 15,65 − 0,25 = 15,4 м.
Полную высоту колонн рекомендуется назначать с учетом размещения
типовых стеновых панелей и оконных переплетов по высоте.
Таким образом, окончательно принимаем 𝐻зд = 15,4 м и 𝐻к = 15,65 м.
1.2 Компоновка покрытия
Плоские покрытия компонуют по двум схемам: прогонной и
беспрогонной.
При беспрогонной схеме плиты покрытия укладываются по ригелям
поперечных рам и крепятся с помощью сварки закладных деталей. Длину
опирания продольных ребер на несущие конструкции покрытия принимают
для плит пролетом 6 м – не менее 80 мм, 12 м – не менее 100 мм. Швы между
плитами замоноличиваются бетоном. Такая схема сокращает трудоемкость
монтажа и дает экономию бетона и арматуры.
При прогонной схеме прогоны прямоугольного или таврового сечения
крепят к ригелям, а по ним укладывают железобетонные плиты пролетом
Изм. Лист
№ докум.
Подпись Дата
КП – 02069964 – 08.05.01 – 467– 25
Лист
8
1,5–3 м. Последняя схема более трудоемка и применяется редко.
При решении покрытия по беспрогонной схеме возможно поперечное и
продольное расположение ригелей.
При поперечном расположении ригелей покрытие может быть без
подстропильных конструкций, с подстропильными конструкциями и по
комбинированной схеме.
В зданиях с мостовыми кранами экономически целесообразно
применять покрытие без подстропильных конструкций с шагом ригелей 6 или
12 м.
При продольном расположении ригелей их укладывают на колонны по
продольным осям, а по ним устанавливают плиты пролетом 18 или 24 м.
Трудоёмкость монтажа таких покрытий может быть ниже, чем при
поперечном расположении ригелей.
Тип стропильных конструкций можно выбирать, руководствуясь
следующими рекомендациями:
– балки применяют при пролетах до 18 м включительно, а в отдельных
случаях и при пролете 24 м;
– фермы применяют при пролетах 18, 24 м, и допускается при пролете
30 м;
– арки применяют при пролетах 30, 36 м и более.
В курсовом проекте принята беспрогонная схема покрытия с
поперечным расположением ригелей.
В качестве основной несущей конструкции покрытия принята арка
пролетом 36 м. Арки устанавливаются на колонны с шагом 12 м. Плиты
покрытия железобетонные ребристые предварительно напряженные с
размерами 3×12 м.
Изм. Лист
№ докум.
Подпись Дата
КП – 02069964 – 08.05.01 – 467– 25
Лист
9
1.3 Разбивка здания на температурные блоки
Вследствие больших размеров промышленного здания в плане и
непрерывности
покрытия,
представляющего
единую
жесткую
плиту,
изменение температуры наружного воздуха вызывает заметные деформации
поперечных и продольных конструкций покрытия, подкрановых балок и
других конструкций, а усадка бетона приводит к укорочению элементов. Все
эти деформации приводят к возникновению значительных дополнительных
усилий в колоннах, в результате чего могут образоваться трещины и
происходить разрушения отдельных элементов. Для уменьшения такого рода
усилий в конструкциях предусматривают температурно-усадочные швы.
Поперечные температурно-усадочные швы выполняют на спаренных
колоннах, геометрические оси которых смещаются с разбивочной оси на 500
мм в каждую сторону или на размер больший, но кратный 250 мм; шов
доводится до верха фундамента.
Продольный температурно-усадочный шов также выполняется на
спаренных колоннах со вставкой. Размеры вставки зависят от привязки колонн
к продольным разбивочным осям и принимаются равными 500–1500 мм,
кратно 250 мм.
Наибольшие расстояние между температурно-усадочными швами при
расчетных зимних температурах наружного воздуха выше −40℃, назначаемые
без расчета (для конструкций с ненапрягаемой арматурой и предварительно
напряженных, к трещиностойкости которых предъявляются требования 3-й
категории), для одноэтажных каркасных зданий из сборного железобетона не
должны превышать 72 м для отапливаемых и 48 м для неотапливаемых зданий.
В курсовом проекте здание длиной 144 м, следовательно, требуется
разбивка на температурные блоки. Разбиваем здание на 2 температурных блока
длиной 72 м каждый.
Изм. Лист
№ докум.
Подпись Дата
КП – 02069964 – 08.05.01 – 467– 25
Лист
10
1.4 Обеспечение пространственной жесткости каркаса здания
Пространственной жесткостью здания или сооружения называют его
способность сопротивляться воздействию горизонтальных нагрузок.
Обеспечение пространственной жесткости имеет важное значение, так
как чрезмерные перемещения каркаса могут привести к нарушению
нормальной эксплуатации здания и работы кранов.
Пространственная жесткость каркаса одноэтажного промышленного
здания в поперечном направлении обеспечивается расчетом и конструкцией
поперечной рамы. Основными факторами, обеспечивающими поперечную
пространственную жесткость, являются жесткое защемление колонн в
фундаменте и достаточная изгибная жесткость колонн.
Пространственную жесткость здания в продольном направлении
обеспечивать подобным образом нецелесообразно. Выгоднее уменьшить
ширину
сечения
колонн,
сэкономить
бетон,
а
для
обеспечения
пространственной жесткости использовать вертикальные связи из стального
проката. Их устанавливают по продольным рядам колонн в середине
температурного блока на высоту от пола до низа подкрановых балок и
приваривают к закладным деталям колонн. Такие связи не препятствуют
технологическому процессу. По конструкции вертикальные связи по колоннам
бывают крестовые одноярусные и двухъярусные, портальные.
Кроме пространственной жесткости здания в целом должна быть
обеспечена пространственная жесткость его отдельных элементов.
В бескрановых зданиях небольшой высоты (не выше 9,6 м) связи по
колоннам могут не устанавливаться.
При высоте опорных частей ригелей более 800 мм, например, в зданиях
с плоской кровлей, между ними устанавливают вертикальные связи-фермы,
располагаемые в крайних ячейках температурного блока, а поверху каждого
продольного ряда колонн – стальные распорки. Связи-фермы имеют
номинальную длину 6 либо 12 м и высоту, равную высоте ригеля на опоре.
Изм. Лист
№ докум.
Подпись Дата
КП – 02069964 – 08.05.01 – 467– 25
Лист
11
Необходимость устройства таких связей обусловлена тем, что
горизонтальная сила от ветровой и крановой нагрузок, приложенная к
покрытию,
может
вызвать
деформацию
ригелей
поперечных
рам
(стропильных балок или ферм) из плоскости. Следовательно, назначение этих
связей-ферм и распорок – передать продольные горизонтальные усилия с
диска покрытия на колонны и, конечном итоге, на вертикальные связи по
колоннам.
При высоте опорных узлов ригелей покрытия не более 800 мм и наличии
жесткого опорного ребра вертикальные связевые фермы и распорки
допускается не устанавливать, однако в этом случае сварные швы в
сопряжении ригеля с колонной должны быть расчетными.
Наряду с обеспечением устойчивости ригелей в целом из плоскости
необходимо обеспечить устойчивость их сжатых поясов. При беспрогонной
системе покрытия и отсутствии фонаря устойчивость сжатых поясов ригелей
из плоскости обеспечивается плитами покрытия, приваренными к ригелям с
последующим
замоноличиванием
швов.
Таким
путем
достигается
образование жесткого диска, и необходимость постановки дополнительных
связей в плоскости покрытия отпадает.
В курсовом проекте для обеспечения пространственной жёсткости
каркаса по продольным рядам колонн в средних пролетах устанавливаем
вертикальные портальные связи из стального проката. Они устраиваются на
высоту от пола здания до низа подкрановых балок и привариваются к
закладным деталям колонн. По верху колонны связывают металлическими
распорками. Так как высота ригелей на опорах не превышает 800 мм и имеется
жесткое опорное ребро, вертикальные связевые фермы покрытия не
устанавливаются.
Изм. Лист
№ докум.
Подпись Дата
КП – 02069964 – 08.05.01 – 467– 25
Лист
12
1.5 Выбор типа и предварительное назначение размеров сечений
колонн
В
одноэтажных
промышленных
зданиях
сборные
типовые
железобетонные колонны применяются при высоте не более 18 м, шаге колонн
не более 12 м и грузоподъемности крана не более 50 т. При больших
параметрах используют стальные колонны, а железобетонные – при
специальном обосновании.
Типовые колонны делают сплошного прямоугольного сечения и
сквозные двухветвевые.
Сплошные колонны используют в зданиях, оборудованных кранами с
грузоподъемностью не более 30 т, и высоте от пола до верха кранового рельса
не более 14,4 м.
Сквозные (двухветвевые) колонны целесообразно применять при
грузоподъемности кранов 30 т и более, высоте здания свыше 10,8 м и шаге
колонн 12 м, а также в случаях, когда высота сечения нижней (подкрановой)
части колонны превышает 1 м ℎн > 1 м.
В курсовом проекте принимаем двухветвевые колонны.
Высота сечения надкрановой части крайних колонн ℎв назначается из
условия размещения кранового оборудования и зависит от привязки колонн.
При
привязке
крайних
колонн
«250
мм»
к
продольным
координационным осям:
ℎв ≤ 1,0 − 𝐵1 − 0,07 = 1,0 − 0,3 − 0,07 = 0,63 м,
где 𝐵1 – расстояние от оси кранового рельса до края моста крана. Для
крана грузоподъемностью 30/5 т равное 0,3 м;
0,07 – горизонтальный зазор между гранью колонны и габаритом
крана, необходимый по условиям эксплуатации крана (в метрах).
С учётом унификации размеров поперечных сечений типовых колонн
принимаем высоту сечения надкрановой части крайних колонн ℎв = 600 мм.
Изм. Лист
№ докум.
Подпись Дата
КП – 02069964 – 08.05.01 – 467– 25
Лист
13
Высота сечения верхней части средних колонн назначается с условием
опирания двух ригелей на торец колонны. Принимаем для средних колонн ℎв =
600 мм.
Общая
высота
сечения
нижней
(подкрановой)
части
крайних
двухветвевых колонн принимается в зависимости от грузоподъёмности
мостового крана для крайних колонн равной ℎн = 1,0 … 1,9 м.
Принимаем высоту нижней части крайних колонн ℎн = 1400 мм.
Ширину сечения колонн
принимают из условий изготовления
постоянной по всей высоте. Для колонн крайнего и среднего рядов принимают:
– при шаге колонн 6 м: b ≥ 400 мм;
– при шаге колонн 12 м: b ≥ 500 мм.
Кроме того, ширина сечения колонны должна быть не менее
1
30
от полной
1
высоты колонны ( 𝐻к ).
30
Тогда
1
30
∙ 15 650 ≈ 522 мм.
Размеры сечения колонны округляют до величины кратной 5 см, если
они не превышают 50 см и кратных 10 см при больших размерах. Значения
высоты сечения верхней части колонн округляют в меньшую сторону, а в
нижней в большую.
В данном случае принимаем ширину поперечного сечения крайних
колонн из условия обеспечения достаточной жесткости и с учётом унификации
размеров сечений типовых колонн 𝑏 = 600 мм = 60 см = 0,6 м.
Сквозные колонны имеют в нижней части два разветвления высотой
сечения ℎ = 20, 25, 30, 35 см и шириной 50 или 60 см и соединяются
распорками.
Высоту сечения рядовых распорок ℎр принимают равной (1,5…2)h, а
ширину сечения равной ширине сечения ветви.
От уровня низа до верха распорки должно быть не менее 1,8 м, а
расстояние между осями ветвей должно обеспечивать свободный проход
людей.
Изм. Лист
№ докум.
Подпись Дата
КП – 02069964 – 08.05.01 – 467– 25
Лист
14
Высоту сечения ветви принимаем равной ℎ = 30 см.
Ширину сечения ветви принимаем равной 𝑏 = 60.
Высота сечения распорок: ℎр = (1,5 … 2) ∙ 30 = 45 … 60 см = 50 см.
Ширина сечения распорок: 𝑏 = 60.
Расстояние между осями распорок:
𝑆 = (8 … 10)ℎ = (8 … 10) ∙ 300 = 2400 … 3000 мм.
Принимаем S = 2700 мм.
Глубину заделки двухветвевых колонн в стакане фундамента принимаем
равной большему из двух размеров:
𝐻𝑎𝑛 ≥ 0,5 + 0,33ℎн = 0,5 + 0,33 ∙ 1,4 = 0,962 м;
𝐻𝑎𝑛 ≥ 1,5𝑏 = 1,5 ∙ 0,6 = 0,9 м.
Принимаем для крайних колонн 𝐻𝑎𝑛 = 1 м.
Окончательные размеры крайних колонн:
ℎв = 600 мм; ℎн = 1400 мм; 𝑏 = 600 мм; 𝐻в = 4450 мм; 𝐻н = 11 200 мм.
Изм. Лист
№ докум.
Подпись Дата
КП – 02069964 – 08.05.01 – 467– 25
Лист
15
Рисунок 1 – План здания
Изм. Лист
№ докум.
Подпись Дата
КП – 02069964 – 08.05.01 – 467– 25
Лист
16
Рисунок 2 – Продольный разрез здания
Изм. Лист
№ докум.
Подпись Дата
КП – 02069964 – 08.05.01 – 467– 25
Лист
17
Рисунок 3 – Компоновка конструктивной схемы здания
Изм. Лист
№ докум.
Подпись Дата
КП – 02069964 – 08.05.01 – 467– 25
Лист
18
Рисунок 4 – Геометрические размеры колонны
Изм. Лист
№ докум.
Подпись Дата
КП – 02069964 – 08.05.01 – 467– 25
Лист
19
2 Статический расчет поперечной рамы здания
2.1 Определение постоянных и временных нагрузок
Поперечные рамы одноэтажных промышленных зданий рассчитывают
на воздействие:
1. Постоянных нагрузок – от покрытия, навесных стеновых панелей,
подкрановых балок, колонн и других конструкций.
2. Временных нагрузок – от снега, ветра и кранов.
Рассматривают наиболее нагруженные промежуточные рамы здания.
Нагрузки устанавливают по СП 20.13330.2016. Постоянную нагрузку от
веса конструкций следует принимать в соответствии с разделом 7, временную
нагрузку от мостовых кранов – 9, нагрузку от снега – 10, ветровую нагрузку –
11.
Постоянная нагрузка от покрытия передается на колонну как
вертикальное опорное давление ригеля (рисунок 5).
Расчетное опорное давление арки на крайнюю колонну определяется по
формуле:
𝐹1 = (𝑔𝑙𝐿 + 𝐺1 𝛾𝑓 )𝛾𝑛 /2,
где 𝑔 – расчетная нагрузка от веса кровли и плит покрытия, равная 3,49
кН/м2;
𝐺1 – нормативная нагрузка от арки, принимаемая по справочным
данным о типовых конструкциях, равная 400 кН;
𝑙 и 𝐿 – шаг колонн и пролет здания, равные 12 и 36 м;
𝛾𝑓 , 𝛾𝑛 – коэффициенты надежности по нагрузке и по назначению
здания, равные, соответственно, 1,1 и 1,0.
Тогда 𝐹1 = (3,49 ∙ 12 ∙ 36 + 400 ∙ 1,1) ∙
Изм. Лист
№ докум.
Подпись Дата
1,0
2
≈ 974 кН.
КП – 02069964 – 08.05.01 – 467– 25
Лист
20
Расчетная нагрузка от веса стеновых панелей и остекления (от верхнего
участка стены выше уровня подкрановой консоли) передается на колонну на
уровне подкрановой консоли и определяется по формуле:
𝐹2 = (𝑔1 ℎ1 + 𝑔2 ℎ2 )𝑙𝛾𝑓 𝛾𝑛 ,
где 𝑔1 = 2,5 кН/м2 , 𝑔2 = 0,5 кН/м2 – нормативные нагрузки от веса 1
м2 стеновых панелей и остекления;
ℎ1 и ℎ2 – суммарная высота стеновых панелей и панелей остекления,
м.
Тогда 𝐹2 = (2,5 ∙ 3,6 + 0,5 ∙ 2,4) ∙ 12 ∙ 1,1 ∙ 1,0 = 134,6 кН.
Нижний участок стены опирается на фундаментную балку, нагрузка
определяется аналогично:
𝐹2.1 = (2,5 ∙ 7,35 + 0,5 ∙ 3,6) ∙ 12 ∙ 1,1 ∙ 1,0 = 266,3 кН.
Расчетная нагрузка от веса подкрановых балок и кранового пути
определяется формулой:
𝐹3 = (𝐺2 + 𝑔3 𝑙)𝛾𝑓 𝛾𝑛 ,
где 𝐺2 = 115 кН – нормативная нагрузка от веса подкрановой балки;
𝑔3 = 0,7 кН/м – нормативная нагрузка от веса кранового пути КР-70.
Тогда 𝐹3 = (115 + 0,7 ∙ 12) ∙ 1,1 ∙ 1,0 = 135,8 кН.
Расчетная нагрузка от веса колонн.
Надкрановая часть:
𝐹4 = 𝜌𝑏ℎ1 𝐻1 𝛾𝑓 𝛾𝑛 = 25 ∙ 0,6 ∙ 0,6 ∙ 4,45 ∙ 1,1 ∙ 1,0 = 44,1 кН;
Подкрановая часть:
𝐹5 = 25 ∙ 0,6 ∙ (1,4 ∙ 11,2 − (2,35 ∙ 0,8 + 2,2 ∙ 0,8 ∙ 2 + 1,85 ∙ 0,8)) ∙ 1,1 ∙
1,0 = 145,2 кН или 𝐹5 = 145,2/11,2 = 13 кН/м.
Здесь 𝜌 = 25 кН/м3 – средняя плотность конструкционного бетона;
𝑏, ℎ1 , 𝐻1 – размеры сечения и длина верхней части колонны, м;
Нагрузка 𝐹1 действует на колонне с эксцентриситетом 𝑒1 = 125 мм. На
уровне сопряжения арки с колонной (рисунок 5) возникает момент:
𝑀1 = 𝐹1 ∙ 𝑒1 = 974 ∙ 0,125 = −121,8 кН ∙ м.
Изм. Лист
№ докум.
Подпись Дата
КП – 02069964 – 08.05.01 – 467– 25
Лист
21
На уровне изменения сечения крайней колонны возникает изгибающий
момент:
𝑀2 = 𝐹2 ∙ 𝑒2 = 134,6 ∙ 0,3 = 40,38 кН ∙ м;
𝑀3 = 𝐹3 ∙ 𝑒3 = 135,8 ∙ 0,25 = 33,95 кН ∙ м.
Здесь эксцентриситеты:
𝑒1 = 300 − 175 = 125 мм;
𝑒2 =
300
2
+ 150 = 300 мм;
𝑒3 = 1400 − 750 − 250 − 150 = 250 мм.
Изм. Лист
№ докум.
Подпись Дата
КП – 02069964 – 08.05.01 – 467– 25
Лист
22
Рисунок 5 – К определению эксцентриситетов продольных сил от постоянной
нагрузки
Изм. Лист
№ докум.
Подпись Дата
КП – 02069964 – 08.05.01 – 467– 25
Лист
23
Временная нагрузка от снега устанавливается в соответствии с
географическим районом строительства и профилем покрытия. Она также
передается на колонну как вертикальное опорное давление ригеля и
подсчитывается по той же грузовой площади, что и нагрузка от массы
покрытия.
Расчетная снеговая нагрузка на покрытие:
𝑆 = 𝑠𝑔 𝜇𝛾𝑓 = 1,5 ∙ 1,0 ∙ 1,4 = 2,1 кН/м2 ,
где 𝑠𝑔 – нормативное значение веса снегового покрова на 1 м2
горизонтальной поверхности земли, принимается в соответствии с нормами в
зависимости от географического района (территория Российской Федерации
делится на 8 районов); для III района 𝑠𝑔 = 1,5 кН/м2 (г. Саратов) (табл. 10.1 СП
20.13330.2016);
𝜇 – коэффициент перехода от веса снегового покрова земли к
снеговой нагрузке на покрытие. Принимаем 𝜇 = 1;
𝛾𝑓 – коэффициент надежности по снеговой нагрузке, равный 1,4.
Расчетная снеговая нагрузка на колонну:
𝑆𝑙𝐿
𝐹сн = (
36
) 𝛾𝑛 = (2,1 ∙ 12 ∙ 2 ) ∙ 1 = 453,6 кН,
2
𝑀1 = 𝐹сн ∙ 𝑒1 = 453,6 ∙ 0,125 = 56,7 кН ∙ м.
В
зависимости
от
географического
района
и
высоты
здания
устанавливают значение ветрового давления на 1 м2 поверхности стены. С
наветренной стороны действует положительное давление, с заветренной –
отрицательное. Стеновые панели передают ветровое давление на колонны в
виде распределенной нагрузки.
Расчетная ветровая нагрузка на 1 м2 стены:
𝑤 = 𝑤𝑛 𝑘𝑐𝛾𝑓 ,
где 𝑤𝑛 – нормативное значение ветрового давления, принимаемое в
зависимости от ветрового района (по данным табл. 11.1 СП 20.13330.2016
«Нагрузки и воздействия» для III района (г. Саратов) 𝑤𝑛 = 0,38 кН/м2 );
Изм. Лист
№ докум.
Подпись Дата
КП – 02069964 – 08.05.01 – 467– 25
Лист
24
𝑘 – коэффициент, учитывающий изменение ветрового давления по
высоте, принимается по табл. 11.2 СП 20.13330.2016 в зависимости от типа
местности (при Н = 10 м – k = 1, при Н = 20 м – k = 1,25 для открытой местности
типа А);
с – аэродинамический коэффициент, принимаемый для вертикальных
поверхностей 0,8 при положительном давлении и 0,4…0,6 при отрицательном
давлении в зависимости от отношения высоты к ширине здания (прил. В СП
20.13330.2016);
𝛾𝑓 – коэффициент надежности по ветровой нагрузке, принимается
равным 1,4 (п. 11 СП 20.13330.2016).
Для III ветрового района на высоте 10 м от поверхности земли
нормативное значение ветрового давления 𝑤𝑛1 = 0,38 кН/м2 . На высоте 20 м
при коэффициенте, учитывающем изменение ветрового давления по высоте 𝑘
= 1,25:
𝑤𝑛2 = 𝑘𝑤𝑛1 = 1,25 ∙ 0,38 = 0,475 кН/м2 .
В соответствии с линейной интерполяцией на высоте 15,4 м (отметка
верха колонн) имеем:
𝑤𝑛3 = 𝑤𝑛1 +
𝑤𝑛2 − 𝑤𝑛1
0,475 − 0,38
∙ (15,4 − 10) = 0,38 +
∙ (15,4 − 10)
10
10
= 0,431 кН/м2 .
Переменный по высоте скоростной напор ветра заменим равномерно
распределенным, эквивалентным по моменту в заделке консольной балки
длиной 𝐻𝑘 = 15,65 м (рисунок 6):
𝑤𝑛 =
2𝑀
15,4
2
(0,431
=
∙
15,4
∙
+
0,25)
+
−
0,38)/2
∙
(15,4
−
10)
∙
(
[(0,38
(
2
3
𝐻𝑘2
∙ (15,4 − 10) + 10 + 0,25)] ∙
2
= 0,395 кН/м2 .
2
15,65
При 𝐻/𝐿 = 15,65/(1 ∙ 36) = 0,435 < 0,5 значение аэродинамического
коэффициента для наружных стен с наветренной стороны равно 𝑐1 = +0,8, с
подветренной стороны – 𝑐2 = −0,5.
Изм. Лист
№ докум.
Подпись Дата
КП – 02069964 – 08.05.01 – 467– 25
Лист
25
Расчетная равномерно распределенная ветровая нагрузка на колонны до
отметки 15,4 при коэффициенте надежности по нагрузке 𝛾𝑓 = 1,4:
– с наветренной стороны:
𝑤1 = 𝑤𝑛 𝑐1 𝑙𝛾𝑓 𝛾𝑛 = 0,395 ∙ 0,8 ∙ 12 ∙ 1,4 ∙ 1,0 = 5,309 кН/м;
– с подветренной стороны:
𝑤2 = 𝑤𝑛 𝑐2 𝑙𝛾𝑓 𝛾𝑛 = 0,395 ∙ 0,5 ∙ 12 ∙ 1,4 ∙ 1,0 = 3,318 кН/м.
Неравномерную нагрузку, действующую на часть стены выше колонн,
приводят в расчетной схеме к сосредоточенной силе W, приложенной на
уровне верха колонн.
– для наветренной стороны:
𝑊1 =
𝑤𝑛3 +𝑤𝑛4
2
∙ (16,95 − 𝐻зд )𝑐1 𝑙𝛾𝑓 𝛾𝑛 =
0,431+0,446
2
∙ (16,95 − 15,4) ∙ 0,8 ∙
12 ∙ 1,4 ∙ 1,0 = 9,1 кН.
– для подветренной стороны:
𝑊2 =
𝑤𝑛3 +𝑤𝑛4
2
∙ (16,95 − 𝐻зд )𝑐2 𝑙𝛾𝑓 𝛾𝑛 =
0,431+0,446
2
∙ (16,95 − 15,4) ∙ 0,5 ∙
12 ∙ 1,4 ∙ 1,0 = 5,7 кН.
Здесь 𝑤𝑛4 = 𝑤𝑛1 +
𝑤𝑛2 −𝑤𝑛1
10
∙ (16,95 − 10) = 0,38 +
0,475−0,38
10
∙ (16,95 −
10) = 0,446 кН/м2 .
16,95 м – отметка верха стены (рисунок 3 и 6);
𝑤𝑛2 – нормативное значение ветрового давления на уровне 20 м.
Изм. Лист
№ докум.
Подпись Дата
КП – 02069964 – 08.05.01 – 467– 25
Лист
26
Рисунок 6 – Определение ветровой нагрузки
Изм. Лист
№ докум.
Подпись Дата
КП – 02069964 – 08.05.01 – 467– 25
Лист
27
Мостовой кран состоит из моста, имеющего, как правило, четыре колеса
(по 2 с каждой стороны), тележки на четырех колесах, подъемного
оборудования (включающего груз Q), и сообщает каркасу здания вертикальные
и горизонтальные нагрузки.
Максимальное нормативное давление на колесо крана 𝐹𝑚𝑎𝑥,𝑛 возникает
при крайнем положении тележки с полным грузом, при этом на колесо крана с
противоположной стороны действует нагрузка 𝐹𝑚𝑖𝑛,𝑛 .
В данном случае (для крана грузоподъемностью 30/5 т с средним
режимом работы) 𝐹𝑚𝑎𝑥,𝑛 = 360 кН, 𝐹𝑚𝑖𝑛,𝑛 = 127,5 кН (принимаются в
соответствии с требованиями государственных стандартов на краны в
зависимости от режимов их работы, устанавливаемых по ГОСТ 25546).
𝐹𝑚𝑖𝑛,𝑛 =
𝑄+𝐺
300 + 675
− 𝐹𝑚𝑎𝑥,𝑛 =
− 360 = 127,5 кН,
2
2
где Q = 300 кН – максимальный вес груза;
G = 675 кН – общий вес крана.
Расчетную вертикальную нагрузку на крайнюю колонну вычисляют от
двух максимально сближенных кранов по линиям влияния опорных реакций
подкрановых балок (рисунок 7) с коэффициентом сочетаний 𝛾𝑖 = 0,85 по
формулам:
𝐷𝑚𝑎𝑥 = (𝐹𝑚𝑎𝑥,𝑛 ∑ 𝑦) 𝛾𝑓 𝛾𝑛 𝛾𝑖 = 360 ∙ 2,95 ∙ 1,2 ∙ 1 ∙ 0,85 = 1083,24 кН;
𝐷𝑚𝑖𝑛 = (𝐹𝑚𝑖𝑛,𝑛 ∑ 𝑦) 𝛾𝑓 𝛾𝑛 𝛾𝑖 = 127,5 ∙ 2,95 ∙ 1,2 ∙ 1 ∙ 0,85 = 383,65 кН,
где ∑ 𝑦 = 2,95 – максимально возможная сумма ординат линии влияния
опорного давления, взятых под колесами кранов;
𝛾𝑓 – коэффициент надежности по нагрузке – для крановых нагрузок
принимается равным 1,2 (п. 9.8 СП 20.13330.2016);
𝛾𝑛 = 1.
При торможении кранов могут возникать поперечные и продольные
тормозные усилия. Нормативная горизонтальная поперечная нагрузка,
Изм. Лист
№ докум.
Подпись Дата
КП – 02069964 – 08.05.01 – 467– 25
Лист
28
вызываемая торможением тележки крана с грузом, принимается при гибком
подвесе груза:
𝐻𝑛 =
𝑄 + 𝐺1 300 + 120
=
= 10,5 кН,
20 ∙ 2
20 ∙ 2
где 𝐺1 = 120 кН – вес тележки.
Эта сила передается на один путь и распределяется поровну между
двумя колесами крана.
Расчетная горизонтальная сила на колонну определяется от действия
двух кранов по линиям влияния:
𝐻 = (𝐻𝑛 ∑ 𝑦) 𝛾𝑓 𝛾𝑛 𝛾𝑖 = 10,5 ∙ 2,95 ∙ 1,2 ∙ 1 ∙ 0,85 = 31,6 кН.
Вертикальные
крановые
нагрузки
передаются
на
колонны
с
эксцентриситетом:
𝑒 = 𝜆 = 0,25,
где 𝜆 – привязка подкрановой балки к разбивочной оси (относительно
оси ветви), м.
В момент, когда тележки с грузом двух сближенных кранов в одном
(левом) пролете находятся в крайнем левом положении, на крайней левой
колонне создается давление 𝐷𝑚𝑎𝑥 и соответствующий ему изгибающий
момент 𝑀𝑚𝑎𝑥 :
𝑀𝑚𝑎𝑥 = 𝐷𝑚𝑎𝑥 ∙ 𝑒 = 1083,24 ∙ 0,25 = 270,81 кН ∙ м.
И наоборот, когда тележки с грузом находятся в крайнем правом
положении, на крайней левой колонне будут 𝐷𝑚𝑖𝑛 и 𝑀𝑚𝑖𝑛 :
𝑀𝑚𝑖𝑛 = 𝐷𝑚𝑖𝑛 ∙ 𝑒 = 383,65 ∙ 0,25 = 95,91 кН ∙ м.
Горизонтальное давление от поперечного торможения кранов передается
на колонны на уровне верха кранового рельса, т. е. на расстоянии 1,55 м от
подкрановой консоли, и имеет знак «плюс» или «минус».
Изм. Лист
№ докум.
Подпись Дата
КП – 02069964 – 08.05.01 – 467– 25
Лист
29
Рисунок 7 – Линия влияния опорной реакции подкрановой балки
Изм. Лист
№ докум.
Подпись Дата
КП – 02069964 – 08.05.01 – 467– 25
Лист
30
2.2 Расчетная схема и загружения поперечной рамы
Поперечные рамы одноэтажных промышленных зданий являются
статически неопределимыми системами и рассчитываются с использованием
ЭВМ. Допускается использовать приближенные инженерные расчеты,
основанные на методе сил и методе перемещений.
Цель статического расчета – определение усилий и перемещений в
сечениях элементов рамы. Для расчета устанавливают расчетную схему,
величины нагрузок и место их приложения.
В расчетной схеме рамы сопряжение ригеля с колонной принимают
шарнирным, а соединение колонны с фундаментом – жестким. Геометрические
оси ригелей принимают горизонтальными, соединяющими места их опирания,
а жесткость ригелей – бесконечной.
В такой системе расчет ригелей можно выполнять независимо от расчета
поперечной рамы. Длину колонн принимают равной расстоянию от обреза
фундамента до низа ригеля. Размеры пролетов принимают равными
расстоянию между геометрическими осями колонн. Для ступенчатых колонн
учитывают сдвиг оси в месте ступени.
Рамы температурного блока объединены по верху жестким в своей
плоскости
диском
покрытия,
обеспечивающим
их
совместную
пространственную работу. При действии общих для всего здания нагрузок
(собственного веса конструкций, снега, ветра) пространственный характер
работы каркаса не проявляется, так как все поперечные рамы находятся в
одинаковых условиях и испытывают одинаковое горизонтальное перемещение
верха колонн. Поэтому каждую раму можно рассматривать как отдельную
плоскую систему.
При загружении местной крановой нагрузкой, приложенной к одной или
двум рамам, остальные рамы этого температурного блока так же включаются
в работу за счет жесткого диска покрытия и уменьшают горизонтальные
Изм. Лист
№ докум.
Подпись Дата
КП – 02069964 – 08.05.01 – 467– 25
Лист
31
перемещения верха загруженной рамы и усилия в ее стойках. В этом и
проявляется пространственный характер работы каркаса.
В инженерных расчетах пространственный характер работы каркаса при
действии
крановых
нагрузок
учитывается
приближенно,
путем
эквивалентного увеличения жесткости стоек загруженной рамы [1].
В курсовом проекте статический расчет поперечной рамы здания
выполняется на компьютере с применением ПК ЛИРА-САПР 2016 R5.
Многофункциональный программный комплекс ЛИРА предназначен для
автоматизированного расчета, исследования и проектирования различных
строительных конструкций зданий и сооружений. Пакет программ ЛИРА
функционирует на основе использования метода конечных элементов.
Расчетная схема представляет собой идеализированную модель, которая
заменяет реальное сооружение или конструкцию при расчете. Степень
приближения модели к реальной конструкции зависит от квалификации
инженера-расчетчика и от возможности вычислительного комплекса, которым
он обладает.
При выборе расчетной схемы учитывают следующие факторы:
1) геометрические характеристики реальной конструкции;
2) способ соединения различных частей элементов конструкции в узлах;
3) тип опирания;
4) вид нагружения.
Для
составления
расчетной
схемы
идеализированную
модель
конструкции необходимо разделить на конечные элементы. Для стержневых
систем конечные элементы представляют собой отдельные стержни,
соединенные в узлах. При разбивке систем на конечные элементы необходимо
учитывать предполагаемое очертание эпюр внутренних усилий, изгибающих
моментов, продольных и поперечных сил, а также изменение жесткости по
длине элементов.
Конечные
элементы,
имеющие
одинаковые
жесткостные
характеристики, объединяются в жесткостные типы, геометрия всей системы
Изм. Лист
№ докум.
Подпись Дата
КП – 02069964 – 08.05.01 – 467– 25
Лист
32
описывается правой декартовой системой координат, оси координат наносят
на расчетную схему. Расчетная схема не должна быть геометрически или
мгновенно изменяемой.
При формировании расчетной схемы задаем жесткости:
– для надкрановой части ветви колонны:
1. Брус 𝐸в = 27,5 МПа ∙ 10−3 , 𝑏 = 60 см, ℎ = 60 см, 𝑅 = 25 кН/м3 ;
– для подкрановой части колонны (ветви):
2. Брус 𝐸в = 27,5 МПа ∙ 10−3 , 𝑏 = 60 см, ℎ = 30 см, 𝑅 = 25 кН/м3 ;
– для подкрановой части колонны (распорок):
3. Брус 𝐸в = 27,5 МПа ∙ 10−3 , 𝑏 = 60 см, ℎ = 50 см, 𝑅 = 25 кН/м3 ;
Жесткости сечения консолей и ригеля вычисляются относительно
элемента колонны большей жесткости:
𝐸𝐹 = 𝐸в ∙ 𝑏 ∙ ℎ = 2,75 ∙ 107 ∙ 0,6 ∙ 0,6 = 0,99 ∙ 107 кН;
𝐸𝐼 = 𝐸в ∙ 𝑏 ∙ ℎ3 /12 = 2,75 ∙ 107 ∙ 0,6 ∙ 0,63 /12 = 2,97 ∙ 105 кН/м2 ;
Жесткость консолей колонн на порядок выше:
4. 𝐸𝐹 = 0,99 ∙ 108 кН; 𝐸𝐼 = 2,97 ∙ 106 кН/м2 ;
Жесткость ригеля на два порядка выше:
5. 𝐸𝐹 = 0,99 ∙ 109 кН; 𝐸𝐼 = 2,97 ∙ 107 кН/м2 .
На рисунке 8 показана расчетная схема поперечной рамы одноэтажного
производственного здания.
При формировании расчетной схемы все конструкции поперечной рамы
были разделены на следующие характерные элементы:
– элементы ветвей (1-4, 6-9, 10-13, 15-18) длиной 11,2 м и сечением
60×30 см;
– верхние стержни (5, 14,) длиной 4,45 м и сечением 60×60 см;
– элементы подкрановой консоли (19-22) с длиной, равной расстоянию
между осью сечения нижней части колонны и осью верхней (надкрановой)
части сплошной колонны, жесткостью на два порядка больше наибольшей
жесткости сечения колонн;
Изм. Лист
№ докум.
Подпись Дата
КП – 02069964 – 08.05.01 – 467– 25
Лист
33
– рядовые распорки (24-29), сечением 50×60 см, длиной равной
расстоянию между осями ветвей;
– ригель (23), его жесткость при расчете рамы считается равной ∞, в
действительности жесткость на 2 порядка больше наибольшей жесткости
сечения колонн.
В расчетной схеме поперечной рамы одноэтажного промышленного
здания 24 узла, 29 элемента, имеющих 5 типов жесткости (рисунок 8).
Рисунок 8 – Расчетная схема рамы с обозначением:
а) – узлов; б) – элементов
Изм. Лист
№ докум.
Подпись Дата
КП – 02069964 – 08.05.01 – 467– 25
Лист
34
Рисунок 8 – Расчетная схема рамы с обозначением:
в) – типов жесткости
Рисунок 9 – Постоянная нагрузка
Изм. Лист
№ докум.
Подпись Дата
КП – 02069964 – 08.05.01 – 467– 25
Лист
35
Рисунок 10 – Снеговая нагрузка
Рисунок 11 – Ветровая нагрузка (ветер слева)
Рисунок 12 – Ветровая нагрузка (ветер справа)
Изм. Лист
№ докум.
Подпись Дата
КП – 02069964 – 08.05.01 – 467– 25
Лист
36
Рисунок 13 – Крановая нагрузка (максимальное усилие на левой колонне)
Рисунок 14 – Крановая нагрузка (максимальное усилие на правой колонне)
Рисунок 15 – Тормозная нагрузка на левой колонне
Изм. Лист
№ докум.
Подпись Дата
КП – 02069964 – 08.05.01 – 467– 25
Лист
37
Рисунок 16 – Тормозная нагрузка на правой колонне
2.3 Определение расчетных сочетаний усилий
Поведение конструкции определяется действующей на нее нагрузкой.
Одну и ту же конструкцию можно загружать различными способами. Сумму
воздействий на поперечную раму здания представляют в виде отдельных
загружений: от собственного веса конструкций, от снеговой, ветровой и
крановой нагрузок. Каждому загружению присваивается свой номер.
Узловая нагрузка задается в общей глобальной системе координат XYZ,
местная нагрузка – в местной системе координат X1Y1Z1 (рисунок 9). В
местной системе координат ось Х1 направляется от начала элемента к концу.
Оси в системах координат образуют правую тройку (если смотреть с конца оси
Z, ось Х надо поворачивать к оси Y на угол 90° против часовой стрелки).
Положительными считают сосредоточенные силы или распределенные
нагрузки, направленные против соответствующей оси системы координат
(общей или местной). Положительные моменты действуют по часовой
стрелке, если смотреть с конца соответствующей оси.
На рисунках 10 – 16 показаны схемы возможных загружений поперечной
рамы здания. Для однопролетной схемы рассматривается 8 схем загружения:
1 – постоянное;
2 – снеговое кратковременное;
Изм. Лист
№ докум.
Подпись Дата
КП – 02069964 – 08.05.01 – 467– 25
Лист
38
3, 4 – ветровое кратковременное;
5, 6 – вертикальное крановое;
7, 8 – тормозное.
2.4 Расчет сечений и конструирование железобетонных колонн
Внецентренно
сжатые
колонны
армируются
пространственными
каркасами, образованными из плоских сварных каркасов. Для армирования
внецентренно сжатых колонн в качестве продольной рабочей арматуры
используется арматура классов А400. В качестве поперечной арматуры
используется арматура класса А240.
Соединять продольные стержни по длине элемента не рекомендуется.
Толщина защитного слоя бетона по нормам должна быть не менее диаметра
стержней продольной арматуры и не менее 20 мм.
Внецентренно сжатые колонны армируют четырьмя продольными
стержнями, если расстояние между ними не превышает 400 мм, иначе следует
предусматривать промежуточные стержни, расстояние между которыми не
превышает 400 мм.
Общее содержание продольной гибкой арматуры должно быть не более
3% от площади поперечного сечения элемента.
Поперечные стержни ставят без расчета. Расстояние между ними (по
условию предотвращения бокового выпучивания продольных стержней при
сжатии) должно быть при сварных каркасах не более 15d, но не более 500 мм
(здесь d – наименьший диаметр продольных сжатых стержней). Шаг
поперечных стержней округляют до размеров, кратных 50 мм.
Диаметр поперечных стержней d в сварных каркасах должен
удовлетворять
условиям
свариваемости.
Плоские
сварные
каркасы
объединяют в пространственные с помощью поперечных стержней,
привариваемых контактной точечной сваркой к угловым продольным
стержням плоских каркасов. Если в сварных каркасах у больших граней
Изм. Лист
№ докум.
Подпись Дата
КП – 02069964 – 08.05.01 – 467– 25
Лист
39
сечения элемента размещены промежуточные стержни, то эти стержни
(принадлежащие противоположным каркасам) соединяют между собой
дополнительными шпильками, устанавливаемыми по длине элемента с шагом,
равным шагу поперечных стержней плоских каркасов [2].
Подбор рабочей арматуры колонн осуществляем на основании
результатов расчета полученных с применением ПК ЛИРА САПР 2016 R5 (см.
приложение А).
В соответствие с СП 63.13330.2012 принимаем арматуру класса А400 с
расчетным сопротивлением на растяжение 𝑅𝑠 = 350 МПа.
Надкрановая часть колонн.
Элементы №5 и №14, сечение №1 с продольной арматурой 𝐴𝑈1 = 𝐴𝑈2 =
𝐴𝑈3 = 𝐴𝑈4 = 2,85 см2 .
Принимаем продольную арматуру ∅20А400 (А-III) с площадью
поперечного сечения 𝐴𝑠 = 3,14 см2 .
𝐴𝑆1 = 𝐴𝑆2 = 𝐴𝑆3 = 𝐴𝑆4 = 1,13 см2. Принимаем ∅16А400 (А-III) с
площадью поперечного сечения 𝐴𝑠 = 2,01 см2 .
Расстояние между поперечными стержнями сварных каркасов должно
быть не более 15𝑑 (𝑑 – наименьший диаметр сжатых продольных стержней) и
не более 500 мм.
Шаг поперечных стержней: 𝑆 = 16 ∙ 15 = 240 мм.
Принимаем 𝑆 = 250 мм (кратное 50).
По условиям свариваемости минимальный диаметр поперечных
стержней: 𝑑 = 0,25 ∙ 20 = 5 мм.
Принимаем поперечную арматуру ∅6А240 (А-I).
Подкрановая часть колонн.
Элементы №1-4 и №15-18, сечение №1 с продольной арматурой 𝐴𝑈1 =
𝐴𝑈2 = 𝐴𝑈3 = 𝐴𝑈4 = 7,50 см2 .
Принимаем продольную арматуру ∅32А400 (А-III) с площадью
поперечного сечения 𝐴𝑠 = 8,04 см2 .
Изм. Лист
№ докум.
Подпись Дата
КП – 02069964 – 08.05.01 – 467– 25
Лист
40
𝐴𝑆1 = 𝐴𝑆2 = 1,13 см2 . Принимаем
∅16А400
(А-III)
с
площадью
поперечного сечения 𝐴𝑠 = 2,01 см2 .
Шаг поперечных стержней: 𝑆 = 16 ∙ 15 = 240 мм. Принимаем 𝑆 =
250 мм (кратное 50).
По условиям свариваемости минимальный диаметр поперечных
стержней: 𝑑 = 0,25 ∙ 32 = 8 мм.
Принимаем поперечную арматуру ∅8А240 (А-I).
Элементы №6-9 и №10-13, сечение №1 с продольной арматурой 𝐴𝑈1 =
𝐴𝑈2 = 𝐴𝑈3 = 𝐴𝑈4 = 12,00 см2 . Принимаем продольную арматуру ∅40А400
(А-III) с площадью поперечного сечения 𝐴𝑠 = 12,56 см2 .
𝐴𝑆1 = 𝐴𝑆2 = 1,13 см2 . Принимаем
∅16А400
(А-III)
с
площадью
поперечного сечения 𝐴𝑠 = 2,01 см2 .
Шаг поперечных стержней: 𝑆 = 16 ∙ 15 = 240 мм. Принимаем 𝑆 =
250 мм (кратное 50).
По условиям свариваемости минимальный диаметр поперечных
стержней: 𝑑 = 0,25 ∙ 40 = 10 мм.
Принимаем поперечную арматуру ∅10А240 (А-I).
Распорки колонн.
Элементы №24-29, сечение №1 с продольной арматурой 𝐴𝑈1 = 𝐴𝑈2 =
𝐴𝑈3 = 𝐴𝑈4 = 4,39 см2 . Принимаем продольную арматуру ∅25А400 (А-III) с
площадью поперечного сечения 𝐴𝑠 = 4,91 см2 .
𝐴𝑆1 = 𝐴𝑆2 = 0,79 см2 . Принимаем
∅10А400
(А-III)
с
площадью
поперечного сечения 𝐴𝑠 = 0,79 см2 .
Шаг поперечных стержней: 𝑆 = 10 ∙ 15 = 150 мм. Принимаем 𝑆 =
150 мм (кратное 50).
По условиям свариваемости минимальный диаметр поперечных
стержней: 𝑑 = 0,25 ∙ 25 = 6,25 мм.
Принимаем поперечную арматуру ∅8А240 (А-I).
Армирование колонны представлено на рисунке 17.
Изм. Лист
№ докум.
Подпись Дата
КП – 02069964 – 08.05.01 – 467– 25
Лист
41
Рисунок 17 – Армирование колонны
Изм. Лист
№ докум.
Подпись Дата
КП – 02069964 – 08.05.01 – 467– 25
Лист
42
3 Проектирование арки покрытия
В качестве ригеля покрытия применяется железобетонная арка. Пролет
арки – 36 м, шаг арок равен шагу колонн – 12 м.
Арка состоит из верхнего и нижнего поясов (затяжки), подвесок. По
способу изготовления арка сборная.
Нижний пояс предварительно напряженный, с продольной рабочей
арматурой. Чтобы предотвратить появление продольных трещин нижний пояс
армируют конструктивной поперечной арматурой с шагом 500 мм. Ее
соединяют с обычной продольной арматурой в П-образные каркасы.
В верхнем поясе и подвесках применяются сварные каркасы с
продольной ненапрягаемой рабочей арматурой.
Бетон верхнего и нижнего поясов арки по заданию – тяжелый, класса
В45 с расчетными характеристиками при коэффициенте работы бетона 𝛾𝑏2 =
1:
𝑅𝑏 = 25,0 МПа, 𝑅𝑏𝑡 = 1,5 МПа, 𝐸𝑏 = 37000 МПа.
Ненапрягаемая арматура верхнего пояса и подвесок по заданию – класса
А400 с характеристиками:
𝑅𝑠 = 350 МПа, 𝑅𝑠𝑤 = 280 МПа, 𝐸𝑠 = 200000 МПа.
Напрягаемая арматура нижнего пояса по заданию – класса К1400,
однако, в ПК ЛИРА САПР 2016 нет возможности армирования данной
арматурой, поэтому, с согласования преподавателя, меняем арматуру нижнего
пояса на А1000 с характеристиками:
𝑅𝑠 = 870 МПа, 𝐸𝑠 = 200000 МПа.
Натяжение арматуры – механическим способом на упоры стенда с
применением инвентарных зажимов.
Бетон подвесок арки по заданию – тяжелый, класса В20 с расчетными
характеристиками при коэффициенте работы бетона 𝛾𝑏2 = 1:
𝑅𝑏 = 11,5 МПа, 𝑅𝑏𝑡 = 0,9 МПа, 𝐸𝑏 = 27500 МПа.
Изм. Лист
№ докум.
Подпись Дата
КП – 02069964 – 08.05.01 – 467– 25
Лист
43
3.1 Сбор нагрузок на арку
На арку действуют следующие нагрузки:
– постоянная нагрузка от собственного веса;
– постоянная нагрузка от веса кровли и плит покрытия;
– кратковременная снеговая нагрузка.
Определим нагрузку от покрытия и собственного веса арки:
𝑔 = 3,49 ∙ 12 + 400 ∙
1,1
кН
= 54,14 ,
35,9
м
где 3,49 – расчетная нагрузка от веса кровли плит покрытия, кН/м2;
12 – шаг арок, м;
400 – нормативная нагрузка от арки, кН;
35,9 – пролет арок, м.
Определим кратковременную снеговую нагрузку:
𝑆 = 2,1 ∙ 12 = 25,2
кН
,
м
где 2,1 – расчетная снеговая нагрузка на покрытие, кН/м2 ;
12 – шаг арок, м.
3.2 Составление расчетной схемы арки
Определение внутренних усилий производится при помощи ПК ЛИРА
САПР 2016 R5.
Арки имеют наиболее благоприятное очертание по условию статической
работы, так как очертание их верхнего пояса приближается к кривой давления.
В случае очертания оси арки по параболе добавляются узлы по формуле:
𝑌 =4∙𝑓∙𝑥∙
𝑙0 − 𝑥
,
𝑙02
где 𝑓 – стрела подъема арки, равная 3,96 м;
𝑙0 – расчетный пролет арки, равный 35,6 м.
Изм. Лист
№ докум.
Подпись Дата
КП – 02069964 – 08.05.01 – 467– 25
Лист
44
𝑙0 = 𝑙 − 2𝑎 = 35,9 − 2 ∙ 0,15 = 35,6 м;
𝑓=
𝑙0 35,6
=
= 3,96 м.
9
9
В ПК ЛИРА САПР 2016 R5 совершаем следующие действия:
– вводим уравнение оси арки: 𝑌 = 4 ∙ 3,96 ∙ 𝑥 ∙
35,6−𝑥
35,62
;
– устанавливаем плоскость размещения арки XOZ;
– Х1 = 0 м; Х2 = 35,6 м (расчетный пролет);
– количество узлов на арке n = 36 + 1= 37 (рекомендуется разбивать арку
на участки по 1 метру вдоль оси Х).
Задаем элементы затяжки и подвески. Назначаем шарниры в подвесках.
Устанавливаем граничные условия – назначаем связи в нижних узлах
арки (левом и правом) по направлениям X, Z и Z соответственно.
На рисунке 18 представлена расчетная схема арки с обозначением узлов,
элементов и типов жесткостей.
Элементы арки имеют 3 типа жесткости. В стандартных типах жесткости
выбираем «Двутавр», затем «Брус» и указываем параметры: модуль упругости
для заданного класса бетона (по заданию В20 и В45) в кН/м2, геометрические
размеры сечения в см и объемный вес в кН/м3.
1.
Двутавр 𝐸 = 3,7𝑒7 МПа, 𝑏 = 10 см, ℎ = 100 см, 𝑏1 = 50 см, ℎ1 =
10 см, 𝑏2 = 50 см, ℎ2 = 10 см, 𝑅 = 25 кН/м3 ;
2.
Брус 𝐸 = 3,7𝑒7 МПа, 𝑏 = 50 см, ℎ = 50 см, 𝑅 = 25 кН/м3 ;
3.
Брус 𝐸 = 2,75𝑒7 МПа, 𝑏 = 15 см, ℎ = 15 см, 𝑅 = 25 кН/м3 .
3.3 Схемы загружения арки
Рассматриваем 3 вида загружения арки:
1. Постоянное.
2. Кратковременное снеговое на пролет.
3. Кратковременное снеговое на половину пролета.
На рисунках 19-21 представлены схемы загружения арки.
Изм. Лист
№ докум.
Подпись Дата
КП – 02069964 – 08.05.01 – 467– 25
Лист
45
Рисунок 18 – Расчетная схема арки с обозначением:
a) узлов, б) элементов, в) типов жесткости
Изм. Лист
№ докум.
Подпись Дата
КП – 02069964 – 08.05.01 – 467– 25
Лист
46
Рисунок 19 – Постоянная нагрузка
Рисунок 20 – Снеговая нагрузка на пролет
Рисунок 21 – Снеговая нагрузка на половину пролета
Изм. Лист
№ докум.
Подпись Дата
КП – 02069964 – 08.05.01 – 467– 25
Лист
47
3.4 Расчет сечений и конструирование элементов арки
Элементы арки армируем на основе результатов расчета, полученных с
применением ПК ЛИРА САПР 2016 R5. Расчет был произведен в соответствие
с СП 63.13330.2012. Для подбора арматуры в элементах арки принимаем
результаты по данному своду правил.
Верхний пояс.
Элементы №1-36 (рисунок 18) с 𝐴𝑈1 = 𝐴𝑈2 = 𝐴𝑈3 = 𝐴𝑈4 = 7,47 см2 .
Общая площадь: 𝐴𝑠 = 29,88 см2 .
Принимаем продольную арматуру 8∅22А400 с площадью поперечного
сечения 𝐴𝑠 = 30,41 см2 .
В стенке двутавра, для обеспечения устойчивости, дополнительно
принимаем продольную арматуру 2∅10А400 с площадью поперечного сечения
𝐴𝑠 = 1,57 см2 .
С учетом анализа армирования типовых конструкций принимаем шаг
поперечных стержней S = 300 мм.
По условиям свариваемости диаметр поперечных стержней:
𝑑 = 0,25 ∙ 22 = 5,5 мм.
Принимаем поперечную арматуру ∅6А240.
Затяжки арки.
Элементы №37-42 (рисунок 18) с 𝐴𝑈1 = 𝐴𝑈2 = 𝐴𝑈3 = 𝐴𝑈4 = 8,04 см2 и
𝐴𝑆1 = 𝐴𝑆2 = 18,54 см2 . Общая площадь: 𝐴𝑠 = 69,24 см2 .
Принимаем продольную напрягаемую арматуру 9∅32А1000 с площадью
поперечного сечения 𝐴𝑠 = 72,38 см2 .
Вся
растянутая
арматура
должна
быть
охвачена
замкнутыми
конструктивными хомутами, устанавливаемыми с шагом 500 мм.
Принимаем поперечную арматуру ∅6А240.
Подвески арки.
Элементы №43-47 с 𝐴𝑈1 = 𝐴𝑈2 = 𝐴𝑈3 = 𝐴𝑈4 = 0,11 см2 .
Изм. Лист
№ докум.
Подпись Дата
КП – 02069964 – 08.05.01 – 467– 25
Лист
48
Общая площадь: 𝐴𝑠 = 0,44 см2 .
С учетом конструктивных требований принимаем продольную арматуру
4∅8А400 с площадью поперечного сечения 𝐴𝑠 = 2,01 см2 .
С учетом анализа армирования типовых конструкций принимаем шаг
поперечных стержней S = 150 мм.
По условиям свариваемости диаметр поперечных стержней:
𝑑 = 0,25 ∙ 8 = 2 мм.
Принимаем поперечную арматуру ∅6А240.
Рисунок 22 – Армирование элементов арки: верхний пояс, затяжка, подвеска
3.5 Расчет и конструирование опорного узла арки
Опорный
узел
арки
армируется
дополнительной
продольной
ненапрягаемой арматурой класса А400 и поперечными стержнями А240,
обеспечивающими надежность анкеровки напрягаемой растянутой арматуры
нижнего пояса и прочность опорного узла по наклонному сечению.
В опорном узле подбираются:
–
дополнительная
продольная
ненапрягаемая
арматура,
компенсирующая понижение расчетного усилия в напрягаемой арматуре из-за
недостаточной анкеровки последней в узле;
Изм. Лист
№ докум.
Подпись Дата
КП – 02069964 – 08.05.01 – 467– 25
Лист
49
– поперечные стержни, обеспечивающие прочность по наклонным
сечениям для двух схем разрушения (рисунок 23).
Требуемая площадь дополнительной ненапрягаемой арматуры:
0,2𝑁2 0,2 ∙ 3121,74 ∙ 103
𝐴𝑠 =
=
= 1783,85 мм2 .
𝑅𝑠
350
Принимаем 4∅25А400 с площадью поперечного сечения 𝐴𝑠 = 1963 мм2 .
Требуемая длина анкеровки стержневой напрягаемой и ненапрягаемой
арматуры:
𝑙𝑎𝑛 = 𝑙𝑝 = 35𝑑 = 35 ∙ 25 = 875 мм,
что меньше ее фактической длины заделки 𝑙1 = 1200 мм за линию АВ
(рисунок 23; 𝑙1 – из геометрии узла опирания). Поэтому в дальнейших расчетах
принимаем фактическую длину заделки ненапрягаемой и напрягаемой
0
арматуры за линию AB одинаковой и равной 𝑙𝑎𝑛
= 𝑙𝑝0 = 𝑙1 = 1200 мм.
Площадь поперечных стержней подбирается для двух схем разрушения: от
отрыва по линии AB при недостаточной анкеровке продольной арматуры и от
изгиба по наклонному сечению AВ (рисунок 23).
Расчет на отрыв по наклонному сечению АВ.
Принимаем
в
опорном
узле
два
каркаса,
располагая
их
у
противоположных граней узла. Шаг поперечных стержней в каркасе 100 мм.
Тогда наклонное сечение АВ пересекает 𝑛 = 2 ∙ 18 = 36 стержней (из общего
количества пересекаемых за вычетом поперечных стержней, расположенных
ближе 100 мм от точки A).
Требуемая площадь сечения одного поперечного стержня:
𝑁2 − 𝑁𝑠𝑝 − 𝑁𝑠 (3121,74 − 6297,06 − 683,05) ∙ 103
𝐴𝑠𝑤 =
=
= −195,3 мм2 .
𝑛𝑅𝑠𝑤 𝑐𝑡𝑔𝛼
36 ∙ 280 ∙ 1,96
где 𝑁𝑠𝑝 = 𝐴𝑠𝑝 𝑅𝑠𝑝 𝑙𝑝0 /𝑙𝑝 = 7238 ∙ 870 ∙ 1200/1200 = 6297,06 ∙ 103 Н –
усилие в напрягаемой арматуре с учетом неполного использования ее
прочности на фактической длине заделки 𝑙𝑝0 .
Изм. Лист
№ докум.
Подпись Дата
КП – 02069964 – 08.05.01 – 467– 25
Лист
50
0
𝑁𝑠 = 𝐴𝑠 𝑅𝑠 𝑙𝑎𝑛
/𝑙𝑎𝑛 = 1963 ∙ 350 ∙ 1 = 683,05 ∙ 103 Н
–
усилие
в
ненапрягаемой арматуре (отношение 𝑙𝑝0 /𝑙𝑝 принято равным 1, так как
обеспечено заанкеривание этой арматуры за линию отрыва АВ).
𝛼 ≈ 27° – угол наклона линии АВ.
Принимаем стержни ∅16А400 (𝐴𝑠𝑤 = 201,1) с шагом 100 мм.
Расчет на изгиб по наклонному сечению АВ.
𝐴𝑠𝑤 =
𝑁1 (𝑙 − 𝑎)𝑠𝑖𝑛𝛽 − 𝑁𝑠𝑝 (ℎ0𝑝 − 0,5𝑥) − 𝑁𝑠 (ℎ0𝑠 − 0,5𝑥)
𝑛𝑅𝑠𝑤 𝑧𝑠𝑤
[2630,19 ∙ (2170 − 285) ∙ 0,423 − 6297,06 ∙ (550 − 0,5 ∙ 620,45)] ∙ 103
=
−
36 ∙ 280 ∙ 835
[683,05 ∙ (550 − 0,5 ∙ 620,45)] ∙ 103
−
= 50,32 см2 .
36 ∙ 280 ∙ 835
где 𝑥 =
𝑁𝑠𝑝 +𝑁𝑠
𝑏𝛾𝑏2 𝑅𝑏
=
(6297,06+683,05)∙103
500∙0,9∙25
= 620,45 мм – высота сжатой зоны;
𝑙 = 2170 мм – длина опорного узла;
𝛽 = 25° – угол наклона приопорной панели верхнего пояса;
𝑙 −100
𝑧𝑠𝑤 = 2
2
=
1770−100
2
= 835 мм – расстояние от центра тяжести
сжатой зоны до равнодействующей усилий в поперечной арматуре узла (𝑙2 –
из геометрии узла);
𝑎 = 285 мм – расстояние от торца до центра опорного узла;
ℎ0𝑝 = ℎ0𝑠 = ℎ𝑠𝑢𝑝 − 0,5ℎ = 800 − 0,5 ∙ 500 = 550 мм.
Окончательно принимаем в опорном узле поперечные стержни ∅16А400
(𝐴𝑠𝑤 = 201,1) с шагом 100 мм.
Армирование опорного узла показано на рисунке 23.
Изм. Лист
№ докум.
Подпись Дата
КП – 02069964 – 08.05.01 – 467– 25
Лист
51
Рисунок 23 – Армирование опорного узла арки
Изм. Лист
№ докум.
Подпись Дата
КП – 02069964 – 08.05.01 – 467– 25
Лист
52
ПРИЛОЖЕНИЕ А
Результаты расчета поперечной рамы здания в ПК ЛИРА-САПР 2016 R5
Рисунок А.1 – Расчетная схема поперечной рамы с указанием номеров узлов
Рисунок А.2 – Расчетная схема поперечной рамы с указанием номеров
стержней
Изм. Лист
№ докум.
Подпись Дата
КП – 02069964 – 08.05.01 – 467– 25
Лист
Рисунок А.3 – Расчетная схема поперечной рамы с указанием типов
жесткостей
Рисунок А.4 – Загружение поперечной рамы: постоянное
Рисунок А.5 – Загружение поперечной рамы: снеговое
Изм. Лист
№ докум.
Подпись Дата
КП – 02069964 – 08.05.01 – 467– 25
Лист
Рисунок А.6 – Загружение поперечной рамы: ветер слева
Рисунок А.7 – Загружение поперечной рамы: ветер справа
Рисунок А.8 – Загружение поперечной рамы: крановое слева
Изм. Лист
№ докум.
Подпись Дата
КП – 02069964 – 08.05.01 – 467– 25
Лист
Рисунок А.9 – Загружение поперечной рамы: крановое справа
Рисунок А.10 – Загружение поперечной рамы: тормозное слева
Рисунок А.11 – Загружение поперечной рамы: тормозное справа
Изм. Лист
№ докум.
Подпись Дата
КП – 02069964 – 08.05.01 – 467– 25
Лист
Рисунок А.12 – Эпюры продольных сил для постоянного загружения
Рисунок А.13 – Эпюры поперечных сил для постоянного загружения
Рисунок А.14 – Эпюры изгибающих моментов для постоянного загружения
Изм. Лист
№ докум.
Подпись Дата
КП – 02069964 – 08.05.01 – 467– 25
Лист
Таблица А.1 – Рассчетные сочетания усилий в элементах 1, 5, 6, 26
Изм. Лист
№ докум.
Подпись Дата
КП – 02069964 – 08.05.01 – 467– 25
Лист
Продолжение таблицы А.1
Изм. Лист
№ докум.
Подпись Дата
КП – 02069964 – 08.05.01 – 467– 25
Лист
Продолжение таблицы А.1
Изм. Лист
№ докум.
Подпись Дата
КП – 02069964 – 08.05.01 – 467– 25
Лист
Продолжение таблицы А.1
Изм. Лист
№ докум.
Подпись Дата
КП – 02069964 – 08.05.01 – 467– 25
Лист
Продолжение таблицы А.1
Изм. Лист
№ докум.
Подпись Дата
КП – 02069964 – 08.05.01 – 467– 25
Лист
Рисунок А.15 – Процент армирования элементов рамы
Рисунок А.16 – Результаты армирования элемента 1 (подкрановая часть
колонны)
Рисунок А.17 – Результаты армирования элемента 6 (подкрановая часть
колонны)
Изм. Лист
№ докум.
Подпись Дата
КП – 02069964 – 08.05.01 – 467– 25
Лист
Рисунок А.18 – Результаты армирования элемента 5 (надкрановая часть
колонны)
Рисунок А.19 – Результаты армирования элемента 26 (распорка колонны)
Изм. Лист
№ докум.
Подпись Дата
КП – 02069964 – 08.05.01 – 467– 25
Лист
Изм. Лист
№ докум.
Подпись Дата
КП – 02069964 – 08.05.01 – 467– 25
Лист
Рисунок А.20 – Чертеж надкрановой части колонны, спецификация и
ведомость расхода стали
Изм. Лист
№ докум.
Подпись Дата
КП – 02069964 – 08.05.01 – 467– 25
Лист
Рисунок А.21 – Чертеж подкрановой части колонны, спецификация и
ведомость расхода стали (левая ветвь)
Изм. Лист
№ докум.
Подпись Дата
КП – 02069964 – 08.05.01 – 467– 25
Лист
Рисунок А.22 – Чертеж подкрановой части колонны, спецификация и
ведомость расхода стали (правая ветвь)
Изм. Лист
№ докум.
Подпись Дата
КП – 02069964 – 08.05.01 – 467– 25
Лист
Рисунок А.23 – Чертеж распорки колонны, спецификация и ведомость
расхода стали
ПРИЛОЖЕНИЕ Б
Результаты расчета арки покрытия в ПК ЛИРА САПР 2016 R5
Рисунок Б.1 – Расчетная схема арки с указанием номеров узлов
Рисунок Б.2 – Расчетная схема арки с указанием номеров стержней
Рисунок Б.3 – Расчетная схема арки с указанием типов жесткостей
Изм. Лист
№ докум.
Подпись Дата
КП – 02069964 – 08.05.01 – 467– 25
Лист
Рисунок Б.4 – Загружение арки покрытия: постоянное
Рисунок Б.5 – Загружение арки покрытия: снеговое на пролет
Рисунок Б.6 – Загружение арки покрытия: снеговое на половину пролета
Изм. Лист
№ докум.
Подпись Дата
КП – 02069964 – 08.05.01 – 467– 25
Лист
Рисунок Б.7 – Эпюра продольных сил в элементах арки для постоянного
загружения
Рисунок Б.8 – Эпюра поперечных сил в элементах арки для постоянного
загружения
Рисунок Б.9 – Эпюра изгибающих моментов в элементах арки для
постоянного загружения
Изм. Лист
№ докум.
Подпись Дата
КП – 02069964 – 08.05.01 – 467– 25
Лист
Таблица Б.1 – Рассчетные сочетания усилий в элементах 10, 40, 46
Рисунок Б.10 – Процент армирования элементов арки
Изм. Лист
№ докум.
Подпись Дата
КП – 02069964 – 08.05.01 – 467– 25
Лист
Рисунок Б.11 – Результаты армирования верхнего пояса арки (элемент 10)
Рисунок Б.12 – Результаты армирования нижнего пояса арки (элемент 40)
Рисунок Б.13 – Результаты армирования подвески арки (элемент 46)
Изм. Лист
№ докум.
Подпись Дата
КП – 02069964 – 08.05.01 – 467– 25
Лист
Таблица Б.2 – Рассчетные сочетания усилий в элементах 1, 37
Изм. Лист
№ докум.
Подпись Дата
КП – 02069964 – 08.05.01 – 467– 25
Лист