Железобетонные и каменные конструкции

МИНИСТЕРСТВО ОБРАЗОВАНИЯ И  НАУКИ РОССИЙСКОЙ ФЕДЕРАЦИИ

Федеральное государственное бюджетное  образовательное учреждение

высшего профессионального образования

 

САРАТОВСКИЙ ГОСУДАРСТВЕННЫЙ ТЕХНИЧЕСКИЙ  УНИВЕРСИТЕТ 

имени Гагарина Ю.А.

 

Факультет:   СТРОИТЕЛЬНО-АРХИТЕКТУРНО-ДОРОЖНЫЙ ИНСТИТУТ

 

Кафедра:  Теория строительных конструкции и сооружений (ТСК)

 

Специальность:   Промышленное и гражданское строительство (ПГС)

 

Форма  обучения:   заочная

 

 

КУРСОВАЯ  РАБОТА

 

по дисциплине «Железобетонные и каменные конструкции»

 

 

 

                                                 Выполнил студент группы _____61__________                                                                                                                 

   __________  /        Плешканев Д.С.       /

^{(подпись)}  

Дата представления к защите

 

     « ____ »  ______________ 2013 г.

 

Оценка «_______»  ________________ 

 

 

                                                   Руководитель проекта: доцент кафедры ПГС

 

        __________  /      Еремин А.П.      /

  ^{(подпись)}        

 Комиссия :

 

              __________  / ______________________/

  ^{(подпись)          (расшифровка)}

 

 

 

 

Саратов 2013 г.

 

 

 

СОДЕРЖАНИЕ

 

 

ВВЕДЕНИЕ

 

В разрабатываемом курсовом проекте  рассчитывается железобетонный каркас одноэтажного производственного здания согласно основным принципам расчета, конструирования и компоновки железобетонных конструкций.

Выполнение курсового проекта  “ Одноэтажного промышленного здания”  по дисциплине “Железобетонные и  каменные конструкции” направлено на усвоение знаний, полученных при изучении теоретической части данной дисциплины, а также на выработку практических навыков проектирования и расчета  железобетонных конструкций.

В курсовом проекте рассматриваются  особенности размещения конструктивных элементов каркаса в плане и по высоте, схемы связей между колоннами, горизонтальных и вертикальных связей по покрытию, компоновка поперечной рамы, правила определения величин и характера действующих на каркас различных нагрузок – постоянной, временных.

Сбор нагрузок осуществляется в  соответствии со СНиП 2.01.07-85 ²Нагрузки и воздействия², а расчет конструкций - в соответствии со СНиП 2.03.01--84* ²Бетонные и железобетонные конструкции. Нормы проектирования².

Для уменьшения нагрузок в проекте  применяется легкое покрытие из лёгкого  ж/б с использованием эффективного утеплителя.

Расчет железобетонных конструкций производится по методу предельных состояний в соответствии с положениями СНиП 2.03.01-84* “Бетонные и железобетонные конструкции” и согласно  СНиП 2.01.07-85 “Нагрузки и воздействия”.

Под предельным понимается такое состояние  конструкции, после достижения, которого ее дальнейшая нормальная эксплуатация становится невозможной вследствие потери способности сопротивляться внешним нагрузкам и воздействиям или получения недопустимых перемещений и местных повреждений. Железобетонные конструкции должны удовлетворять требованиям расчета по несущей способности - предельные состояния первой группы и по пригодности к нормальной эксплуатации - предельные состояния второй группы.

Расчет по предельным состояниям первой группы должен обеспечит необходимую прочность и устойчивость конструкции, чтобы предотвратить:

• хрупкое, вязкое или иного характера разрушение;
• потерю устойчивости формы конструкции (расчет на устойчивость тонкостенных конструкций т.п.) или ее положение (расчет конструкции на опрокидывание, скольжение, всплытие и т.д.);
• усталостное разрушение (расчет на выносливость конструкций, находящихся под действием многократно повторяющейся нагрузки - подвижной или пульсирующей: подкрановых балок, шпал, рамных фундаментов и перекрытий под неуравновешенные машины и т. п.);
• разрушение от совместного действия силовых факторов и неблагоприятных влияний внешней среды (агрессивная среда, попеременное замораживание и оттаивание и т. п.).

Расчет по предельным состояниям второй группы выполняют, чтобы предотвратить:

• образование в конструкциях трещин и их чрезмерное или длительное раскрытие (если по условиям эксплуатации образование или длительное раскрытие трещин недопустимо);
• чрезмерное перемещения (прогибы, углы поворота и перекоса, колебания).

Расчет по предельным состояниям конструкций в целом, а также отдельных ее элементов производится для всех стадий: изготовления, транспортирования, возведения и эксплуатации, причем расчетные схемы должны соответствовать принятым конструктивным решениям. При расчете по предельным состояниям учитывают следующие факторы:

• нагрузки и воздействия, их вероятные отклонения (в основном превышение) от средних значений, неблагоприятное сочетание нагрузок постоянных и временных (длительных, кратковременных и особых);
• механические характеристики бетона и арматуры (временное сопротивление, предел текучести), изменчивость этих характеристик, условия работы материалов;
• общие условия работы конструкций, условия ее изготовления, агрессивность среды и т.п.

Таким образом, расчетом по предельным состояниям гарантируется, что за расчетный период эксплуатации сооружения не наступит ни одно из недопустимых предельных состояний для конструкции в целом и для отдельных ее частей. В данном курсовом проекте расчёт всех конструкций производится по предельным состояниям первой группы.

 

 

ИСХОДНЫЕ ДАННЫЕ

 

Длина здания	108 м
Пролет здания	18 м
Ригель рамы	Балка двускатная
Шаг колонн	12 м
Грузоподъемность крана	50 т
Отметка верха колонны	15,6 м
Район строительства	Томск
Тип кровли	1
Условное расчетное сопротивление грунта	125 кПа

 

Конструкция кровли:

 

Рулонная кровля, кН/м2	0,18
Выравнивающий слой цементного раствора (ρ = 18 кН/м3) , толщиной, мм	20
Утеплитель и крупнопористого  керамзитобетона (ρ = 9 кН/м3), толщиной, мм	120
Швы замоноличивания, кН/м3	0,15

 

 

I. Расчет двускатной балки покрытия

 

Сбор нагрузок осуществлен в  табличной форме.

Таблица1

Вид нагрузки	Нормативная, кН/м2	γf	Расчетная, кН/м2
Постоянная
1. Рулонная кровля	0,18	1,3	0,234
2. Цементный раствор	0,36	1,2	0,432
3. Утеплитель	1,08	1,3	1,404
4. Швы замоноличивания	0,15	1,3	0,195
5. Плиты покрытия 12×3 м (Р=70кН)	1,94	1,1	2,134
6. Ригель (балка Р=91кН)	0,764	1,1	0,840
Итого	4,474		5,239
Временная
7. Снеговая (IV район)	1,68		2,4
7.1 длительно действующая	0,252		0,36
7.2 кратковременная	0,588		0,84

1. Расчет по 1-й группе предельных состояний

1. Конструктивная схема балки

 

Рис. 1

Рис. 2

1.2 Материалы

 

Бетон В40 с тепловой обработкой:

R_b=22 МПа, R_bt=14 МПа, R_b,ser=29 МПа, R_bt,ser=2,1 МПа, E_b=32500 МПа

Принимаем R_bр=0,8·B=0,8·40=32МПа>15,5 МПа.

Арматура:

• напрягаемая К19 : R_s=1175 МПа, R_sc=400 МПа, E_s=180000 МПа, R_s,ser=1410 МПа
• конструктивная АIII : R_s=1175 МПа, R_sc=400 МПа, R_sw=290 МПа;

ВрI : R_s=360 МПа, R_sc=360 МПа;

Предварительное контролируемое напряжение назначаем σ_sp=0,7·R_s,ser=0,7·1410=987 МПа

3. Определение усилий

 

Равномерно распределенная нагрузка на ригель:

q^H=q^H_п+q^H_s =4,474*12+1,68*12=63,77 кН/м,

q=q_n+q_s=5,239*12+2,4*12=77,27 кН/м.

Максимальный момент и поперечная сила в середине пролёта:

Изгибающий момент в 0,37 пролета  балки:

4. Предварительный расчет арматуры

 

• в середине пролета:

• в опасном сечении:

• из условия обеспечения трещиностойкости:

β=0,6 – согласно [7]

Необходимое число канатов:

n=A_sp/A_s=30,93/1,287=24,03

где A_sp=1,287 см² – для канатов К-19.

Назначаем n=25 К-19. Для дальнейших расчетов предварительно принимаем:

A_sp=25·1,287=32,18 см² n=25 K-19,

A_s=4,52 см² - 4ø12 – A III, (конструктивно)

A^’_s=4,52 см² - 4ø12 – A III, (конструктивно).

5. Определение геом. характеристик приведенного сечения

 

Отношение модулей упругости:

α=E_s/E_b=180000/32500=5,54.

Приведенная площадь арматуры:

α·A_sp=5,54·32,18=178,28 см²;

 α·A_s= α·A^’_s=5,54·4,52=25,04 см².

Площадь приведенного сечения посредине  балки:

A_red=48·20+15·19+15·9,5+40·19+10·147,5+178,28+25,04=4110,82 см²

Статический момент приведенного сечения относительно нижней грани:

S_red=40·20·210+15·19·192,5+40·19·9,5+15·9,5·31,25+10·147,5·111,25+

+178,28·12+25,04·216=412864 см³

Расстояние от центра тяжести приведенного сечения до нижней грани y₀=S_red/A_red=412864/4110,82=100,63 см 101 см; то же, до верхней грани y’₀=220-101=119 см.

Момент инерции приведенного сечения  относительно центра тяжести сечения:

 Момент сопротивления приведенного  сечения для нижней растянутой  грани балки при упругой работе  материалов:

W_red=J_red/y₀=30843797/101=305384 см³;

то же для верхней грани:

W’_red=J_red/y’₀=30843797/119=258717 см³;

Расстояние от центра тяжести приведенного сечения до верхней ядровой точки:

r=φ·W_red/A_red=0,85·305384/4110,82=63,14 см,

где коэф. φ принимаем согласно п.4.5 [1], в зависимости от отношения σ_b/R_b,ser; принимая σ_b/R_b,ser=0,75, имеем φ=1,6 - σ_b/R_b,ser=1,6-0,75=0,85

то же до нижней ядровой точки:

r_inf =φ·W’_red/A_red=0,85·258717/4110,82=53,5 см

Момент сопротивления сечения  для нижней грани балки с учетом неупругих деформаций бетона определяем по формуле:

W_pl=[0,292+0,75·(γ₁+2·μ·α)+0,075·(γ^’₁+2·μ^’·α)]·b·h²=[0,292+0,75·(0,342+2·0,014·5,54)+0,075·(0,691+2·0,002·5,54)]·10·220²=347670 см³

где

 

μ=A_sp/bh=32,18/(10·220)=0,014;

μ’=A’_s/bh=4,52/(10·220)=0,002.

То же для верхней грани:

W’_pl=[0,292+0,75·(γ₁+2·μ·α)+0,075·(γ^’₁+2·μ^’·α)]·b·h²=[0,292+0,75·(0,345+2·0,002·5,54)+0,075·(0,682+2·0,014·5,54)]·10·220²=304995 см³

где

μ’=A’_s/bh =32,18/(10·220)=0,014;

μ=A_sp/bh =4,52/(10·220)=0,002.

6. Определение потерь предварительного напряжения арматуры

 

Первые потери (согласно табл.5[1]):

• от релаксации напряжений в арматуре

(0,22·0,7-0,1)·987=53,3 Мпа;

• от температурного перепада

σ₂=1,25· Δt=1,25·65=81,25 МПа;

• от деформации анкеров вблизи натяжных устройств, при длине арматуры l=19 м

σ₃=E_s· Δl/l=180000·2/19000=14,4 МПа;

где Δl=2 мм.

Усилие обжатия с учетом первых потерь при коэф. точности натяжения  арматуры γ_sp=1 (согласно п.1.27[1])

P₁= γ_sp·A_sp(σ_sp - σ₁ - σ₂ - σ₃)=1·32,18(987-53,5-81,25-14,4)/10=2696 кН

Эксцентриситет действия силы P₁:e_op=y₀-a=101-12=89 см. Напряжение обжатия бетона на уровне центра тяжести напрягаемой арматуры от действия усилия P₁ и момента от собственного веса балки, при изготовлении балки в вертикальном положении М^н_мах:

=0,764 кН/м² равномерно распределенная по площади нагрузка от собственного веса балки (см табл.1);

l =12м –шаг колонн.

Отношение σ_bp/R_bp=12,4/32=0,39 <0,95, что удовлетворяет п.1.29[1].

• Потери от быстронатекающей ползучести:

т.к α=0,8> σ_bp/R_bp=0,39 (α=0,25+0,025·R_bp=0,25+0,025·32=1,05>0,8, принимаем α=0,8), то

σ₆=0,85·40· σ_bp/R_bp=0,85·40·0,39=13,26 МПа.

Вторые потери (согласно табл.5[1]):

• от усадки бетона В40: σ₈=40 МПа
• от ползучести бетона при σ_bp/R_bp=0,39<0,75: σ₉=150· α· σ_bp/R_bp=150·0,85·0,39=49,73 МПа,

где α=0,85 – для бетона подвергнутого  тепловой обработке.

Суммарное значение первых потерь:

σ_los1= σ₁ +σ₂ + σ₃+ σ₆=53,3+81,25+14,4+13,26=162,21 МПа

Суммарное значение вторых потерь:

σ_los2= σ₈ +σ₉ =40+49,73=89,73 МПа

Полные потери предварительного напряжения арматуры:

σ_los= σ_los1+ σ_los2=162,21+89,73=251,94 МПа.

Усилие обжатия с учетом полных потерь:

P₂=A_sp(σ_sp- σ_los)=32,18(987-251,94)/10=2365 кН

7. Расчет прочности балки по нормальному сечению

 

Положение нейтральной оси определяем из условия (согласно п3.16[1]):

R_sp·A_sp R_b·γ_b2·b’_f·h’_f+R_sc·A’_s,

117,5·32,18=3781,15 кН;

2,2·0,9·48·20+36,5·4,52=2065,78 кН;

т.к. 3781,15>2065,78 кН то нейтральная ось  в ребре. Исходя из этого расчет производим по ф-ле:

M R_b·b·x·(h₀ -0,5·x)+ R_b·(b’_f-b)·h’_f`·(h₀ -0,5· h’_f) + R_sc·A’_s(h₀ – a’),

при этом высоту сжатой зоны определяем по ф-ле:

x= (R_sp·A_sp- R_sc·A’_s - R_b·(b’_f-b)·h’_f`)/( R_b·b)=(117,5·32,18-36,5·4,52-2,2(48-

-10)·20)/(2,2·10)=81,47 см

где ω=α –0,008·R_b·γ_b2=0,85-0,008·22·0,9=0,692;

σ_SR=R_SP+400- σ_SP=1175+400-987=588 МПа;

σ_sc,u=500 МПа;

ξ=x/h₀=81,47/208=0,39< ξ_R.

M=2,2·10·81,47(208-0,5·81,47)+2,2(48-10)·20·(208-0,5·20)+36,5·4,52(208-

-4)=664508 кН·см>M_max= кН·см

Условие прочности выполняется.

8. Расчет прочности балки по наклонному сечению

 

Максимальная поперечная сила у  грани опоры Q= кН. Размеры балки у опоры h=120 см,

 h₀=120-12=108 см, b=40 см.

Расчет прочности балки по наклонному сечению на действие поперечной силы производим исходя из условия (п.3.31[1]):

Q Q_b+Q_sw ,

где Q_b – поперечное усилие воспринимаемое бетоном, определяемое по ф-ле:

;

принимаем Q_b= Q/2= /2=433,46 кН.

Q_SW – усилие воспринимаемое поперечной арматурой, Q_sw=q_swc₀.

Найдем Q_sw:

>0,5 (принимаем φ_f=0,5);

>0,5 (принимаем φ_n=0,5);

N=P₂=2365 кН;

(1+ φ_f+ φ_n)=1+0,5+0,5=2>1,5 (принимаем(1+ φ_f+ φ_n)=1,5);

Принимаем для поперечных стержней арматуру ø10 AIII, A_sw=0,785 см², шаг на приопорном участке (l₁=24/4=6м) S_w=10 см. Усилие воспринимаемое поперечными стержнями у опоры на 1 см длины балки:

q_sw=R_sw A_sw n/S_w =29·0,785·2/10=4,55 кН/см> φ_b3(1+ φ_f+ φ_n)R_bt ·b/2=0,6·1,5·0,14·10/2=0,63 кН/см

условие (80) [1] выполняется;

φ_b3=0,6 – п.3.31[1].

;

φ_b2=2 – п.3.31[1].

Q_sw=q_swc₀=4,55·103,76=472,11 кН.

Q_b+Q_sw=433,46+472,11=905,57 кН>Q=866,93 кН; прочность наклонного сечения обеспечена.  Принимаем S_w=10 см.

Для средней половины пролета на расстоянии l₁ (¼ пролета) от опоры: Q₁=Q- ql₁ ·γ_n=866,93-77,27·4,5·0,95=426,49кН, S_w=50 см, h=120+ l₁/12=120+450/12=170 см, h₀=170-12=158 см, b=10 см.

q_sw=R_sw A_sw n/S_w =29·0,785·2/50=0,91 кН/см> φ_b3(1+ φ_f+ +φ_n)R_bt·b/2=0,6·1,5·0,14·10/2=0,63 кН/см

>2h₀=2·158=316см,

с=с₀=2h₀=316см

Q_sw=q_swc₀=0,91·339,44=308,89 кН.

;

Q_b+Q_sw=331,8+308,89=640,69 кН>Q₁ =426,49кН; прочность наклонного сечения обеспечена. Принимаем S_w=50 см

2. Расчет по 2-й группе предельных состояний

2.1 Расчет по образованию трещин, нормальных к оси балки

 

Расчет при действии эксплуатационных нагрузок. Равнодействующая усилий обжатия с учетом всех потерь при γ_sp=0,9:

P₀₂=P₂· γ_sp =2365·0,9=2129 кН.

Экcцентриситет равнодействующей e₀= y₀-a=101-12=89 см. Момент обжатия относительно верхней ядровой точки:

M_rp= P₀₂(r+ e₀)=2129(63,14+89)=323906 кН·см.

Момент воспринимаемый сечением балки в стадии эксплуатации непосредственно перед образованием трещин:

M_crc=R_bt,serW_pl+ M_rp=0,21·347670+323906=396917 кН·см.

Момент от эксплуатационных нагрузок:

Т.к. M_crc> M_max то раcчет по раскрытию трещин не проводим.

Расчет при отпуске  натяжения арматуры. Усилие обжатия  бетона при γ_sp=0,9:

P₀₁=P₁· γ_sp =2696·0,9=2426 кН

Момент усилия P₀₁ относительно нижней ядровой точки:

M_rp= P₀₁( e₀ - r_inf )=2426(89-53,5)=86123 кН·см.

Момент внутренних усилий в момент отпуска арматуры:

M’_crc=R_bt,serW’_pl - M_rp=0,21·304995 -86123 = - 22074 кН·см, что меньше по абсолютному значению нормативного момента от собственного веса балки , поэтому трещины в верхней зоне балки при γ_sp=0,9 не образуются. При γ_sp=1,1 будем иметь:

P₀₁=P₁· γ_sp =2696·1,1=2967 кН

M_rp= P₀₁( e₀ - r_inf )= 2967 (89-53,5)=96137 кН·см

M’_crc=R_bt,serW’_pl-M_rp=0,21·304995-96137=-32088,1кН·см< , поэтому и при γ_sp=1,1 трещины в верхней зоне балки не образуются.

2. Расчет по образованию трещин наклонных к продольной оси балки

 

За расчетное принимаем сечение  в котором толщина стенки уменьшается  с 40 до 10 см. Высота балки на расстоянии 0,75 м от опоры:

 h=120+75/12=126 см,h₀=126-12 =114см.

 Поперечная сила в  данном сечении:

Q₂=Q- ql₂·γ_n=866,93-77,27·0,75·0,95=811,87кН

Геометрические характеристики в данном сечении. Площадь приведенного сечения посредине балки:

A_red=48·20+15·19+15·9,5+40·19+10·53,5+178,28+25,04=3170,82 см²

Статический момент приведенного сечения относительно нижней грани:

S_red=40·20·116+15·19·98,5+40·19·9,5+15·9,5·31,25+10·53,5·64,25+

+178,28·12+25,04·216=183161 см³

Расстояние от центра тяжести  приведенного сечения до нижней грани  y₀=S_red/A_red=183161/3170,82=57,86 см 58 см; то же, до верхней грани y’₀=126-58=68 см.

Момент инерции приведенного сечения относительно центра тяжести  сечения:

Cтатический момент верхней части приведенного сечения относительно центра тяжести сечения:

S_red=40·20·58+15·19·40,5+10·33·16,5+25,04·64=64990 см³

Касательные напряжения τ_xy на уровне центра тяжести сечения:

Напряжение в бетоне на уровне центра тяжести сечения от усилия обжатия  при γ_sp=0,9:

σ_x= P₀₂/ A_red =2365/3170,82=0,75 кН/см²

Поскольку напрягаемая поперечная и отогнутая арматура отсутствуют, то σ_у=0.

Главные растягивающие σ_mt и сжимающие σ_mс определяем по ф-м:

Проверку по образованию трещин производим согласно п.4.11 [1] по ф-ле:

σ_mt γ_b4·R_bt,ser,

где

.

α=0,01 – для тяжелого бетона;

В=40 МПа;

α·B=0,01·40=0,4>0,3.

Подставляя в проверочную формулу, получим:

σ_mt=0,18<γ_b4·R_bt,ser=0,91·0,21=0,2 кН/см²

2.3 Определение прогиба балки

 

Полный прогиб на участках без трещин в растянутой зоне:

f_tot=f₁+ f₂- f₃- f₄,

где каждое значение прогиба вычисляют  по ф-ле:

f=S(1/r) ,

где S=5/48 – при равномерно распределенной нагрузке, а кривизна 1/r при распределенной нагрузке:

1/r=Mⁿφ/(k₀E_bI_red).

Жесткость В= k₀E_bI_red для сечений без трещин в растянутой зоне

В= 0,85·30843797·3250=8,52·10¹⁰ кН·cм².

Изгибающие моменты в середине балки:

от постоянной и длительной нагрузок (γ_f=1):

где =53,69+0,252*12=56,71 кН/м

от кратковременной нагрузки (γ_f=1):

где =0,84*12=10,08 кН/м.

от полной нормативной нагрузки:

.

Кривизна и прогиб от постоянной и длительной нагрузок (φ=2, когда  влажность окружающей среды 40~70%):

Кривизна и прогиб от кратковременной  нагрузки (при φ=1):

Изгибающий момент, вызываемый усилием  обжатия P₀₂ ,

 M_p= P₀₂·e₀=2129·89=189481 кН·см. Кривизна и выгиб балки от усилия обжатия:

1/r₃ =M_р/В=189481/8,52·10¹⁰=2,22·10^-6 cм^-2;

f₃=1/8·1762²·2,22·10^-6=0,86 cм

Кривизна и выгиб от усадки и  ползучести бетона при отсутствии напрягаемой арматуры в верхней зоне сечения балки:

Полный прогиб балки:

f_tot=f₁+ f₂- f₃- f₄=2,8+0,25-0,86-1,06=1,13 см<[f_max]= 1l₀/400· =4,41 см

 

II. Расчет поперечной рамы здания

 

1. Компоновка поперечной  рамы

 

В качестве основной несущей конструкции покрытия принята железобетонная двускатная балка. Устройство фонарей не предусмотрено, здание оборудовано лампами дневного света. Плиты покрытия предварительно напряженные железобетонные ребристые размером 3×12 м.

Подкрановые балки предварительно напряженные высотой 1,4м. Наружные стены панельные навесные, опирающиеся на опорные столики колонн на отметке  10,5м. Стеновые панели и остекление ниже отметки 10,5м также навесные, опирающиеся на фундаментную балку. Колонны сквозные двухветвевые.

Колонна имеет длину от обреза фундамента до верха подкрановой консоли  Н₁ = 10,65м; от верха подкрановой консоли до низа стропильной конструкции

Н₂ = 5,1м. Полная длина колонны .

Привязка колонн к разбивочным  осям принята 250мм.

Соединение колонн с балками  выполняется на анкерных болтах и  в расчетной схеме рамы считается шарнирным.

Размеры сечения колонн приняты  следующие:

надкрановая часть 600×500мм

подкрановая часть 1400×500мм

сечение ветвей 300×500мм

сечение распорок 500×400мм.

 

2. Определение нагрузок на раму

1. Постоянная нагрузка

Расчетную равномерно распределенную нагрузку от покрытия на ригель  определяем по ф-ле:

,

где l=12 м – шаг колонн.

Нормативную по ф-ле:

Рис.

Сосредоточенная нагрузка на колонну от веса покрытия:

,

где L=18 м – пролет здания.

Расчетная нагрузка от веса стеновых панелей и остекления, передаваемая на колонну выше отметки 10,5м

, где 2,5кН/м² – вес 1м² стеновых панелей; 0,4кН/м² – вес 1м² остекления.

Расчетная нагрузка от веса подкрановых  балок

Расчетный вес железобетонной колонны:

верхней части

,

где ρ_б=25 кН/м³-объемный вес железобетона.

нижней части:

где h_ветви,, b, H_H,h₂ h_p, l_p- размеры колонны; n=3 – кол-во распорок.

Полная постоянная нагрузка:

Подкрановая часть F₁ = 116,39 + 125.4 = 241,79кН

Надкрановая часть F₂ = 39,97 + 162,52 = 202,49кН

Эксцентриситет вследствие разной ширины сечения ветвей

Эксцентриситет передачи нагрузки от балки (на верхнюю часть колонны)

Момент в консоли, вызванный внецентренностью передачи нагрузки от балки  

Момент в консоли, вызванный  разной шириной сечения ветвей

2. Снеговая нагрузка

 

Расчетная  снеговая нагрузка S_q=2,4 кПа.

Снеговую нагрузку на ригель рамы принимаем равномерно распределенной равной

Снеговая нагрузка на колонны рамы 

Момент в консоли, вызванный  разной шириной сечения ветвей

Момент в консоли, вызванный  внецентренностью передачи нагрузки от балки  

3. Ветровая нагрузка

 

Ветровая нагрузка изменяется по высоте и ее расчетное значение вычисляется по формуле:

где  w₀ – давление ветра =0,38 (III район)

g =1,4 – коэффициент надежности по нагрузке;

к – коэффициент, учитывающий изменение ветрового давления по высоте;

c – аэродинамический коэффициент;

B – ширина грузовой площади равная шагу колонн.

.

Для h≤5 м. - k=0,5; для 5<h≤10 м. - k=0,65; для 10<h≤20 м. - k=0,85;

 

С наветренной стороны:

Для 5м ,

Для 10м ,

Для 20м ,

Для 15,6м  ,

Для 17,7м ,

 

С заветренной стороны:

Для 5м ,