Определение постоянной нагрузки от покрытия, собственной массы конструкций и от стеновых ограждений

Постоянные нагрузки на ригель рамы от веса кровли, стропильных конструкций и связей по покрытию принимаются обычно равномерно распределенными по длине ригеля.

Постоянные нагрузки зависят от типа покрытия, которое может быть тяжелым или легким, утепленным или не утепленным. В данном курсовом проекте применяются – сборные железобетонный плиты покрытия толщиной 300 мм .

Покрытие состоит из сборных железобетонных плит, опирающихся непосредственно на стропильную балку, пароизоляции,  стяжки, гидроизоляционного ковра. Нагрузка от покрытия определяется суммированием отдельных элементов, значения которых сведены в таблицу.

Таблица 2.1 –Сбор нагрузок на 1 м² покрытия

№	Вид нагрузки	Нормативная, кН/м2	gf	Расчетная, кН/м2
1	Два слоя гидроизола	0,02	1,35	0,027
2	Цементно-песчаная стяжка ρ=2200 кг/м3 δ=60 мм	1,3	1,35	1,336
3	Пароизоляция - 1 слой толя	0,07	1,35	0,095
4	Железобетонная ребристая плита покрытия 6х3 м	1,57	1,35	2,112
Итого:		= 2,96	–	= 3,57

Постоянная расчетная нагрузка от покрытия на крайнюю колонну составит:

=

где: - нагрузка от собственного веса стропильной балки,

 - масса стропильной балки;

B–шаг колонн.

Определим нагрузку от собственного веса подкрановой балки и крановых путей:

где: - длина подкрановой балки.

 - вес подкрановой балки, (принимается в соответствии с табл. 2.3, /3/);

 - нормативная нагрузка от собственного веса крановых путей.

- коэффициент надежности по нагрузке для собственного веса постоянно уложенных элементов и конструкций.

- коэффициент надежности по нагрузке для собственного веса конструкций заводского изготовления при обеспеченной системе контроля качества.

Принимаем керамзитобетонные стеновые панели толщиной 160 мм.

Постоянная нагрузка от стеновых панелей толщиной 160 мм и заполнения оконных проёмов от отметки 7,2 м составит:

Постоянная нагрузка от стеновых панелей толщиной 160 мм и заполнения оконных проёмов от отметки 1,8 м составит:

где - нормативное значение веса стеновых панелей;

- высота стеновых панелей;

n – количество панелей;

- нагрузка от собственно веса остекления;

- высота панелей остекления.

Нагрузка от веса надкрановой части колонны крайней колонны:

Нагрузка от веса подкрановой части крайней колонны:

2.2.  Определение усилий от крановых воздействий

Вертикальнаякрановаянагрузкапередаетсянаподкрановыебалкиввидесосредоточенныхсил  и приихневыгодномположениинаподкрановойбалке. Расчетноедавлениенаколонну, ккоторойприближенатележка, определяетсяпоформуле

где –коэффициентсочетанийприсовместнойработедвухкрановводномпролетедлягруппрежимовработыкранов 1К…6К ( ) и четырех кранов  ;

–коэффициентбезопасностипонагрузкедлякрановыхнагрузок ( );

–наибольшеевертикальноедавлениеколеснаподкрановуюбалку;

–наименьшеевертикальноедавлениеколеснаподкрановуюбалку.

Согласно таблице 3.2 [1] принимаютсяследующиехарактеристикикрана:

Нормативное поперечное тормозное усилие:

Нормативное тормозное усилие на одно колесо:

На рисунке 2.1 представлена эпюра для определения максимальной нагрузки на колонну от совместного действия двух сближенных мостовых кранов.

Расчетноемаксимальноедавлениенаколоннуотдвухсближенныхкранов

Расчетноеминимальноедавлениенаколоннуотдвухсближенныхкранов

Расчетное горизонтальное давление на колонну от двух сближенных кранов

Рисунок 2.1 –К определению нагрузки от мостового крана.

2.3.  Определение усилий от снеговой нагрузки

Принимаем равномерное распределение снега по всему покрытию.

Согласнотабл НП.1[1] г. Столинрасположенвснеговомрайоне1в. Характеристическое значениеснеговойнагрузки на грунт:

Расчетная снеговая нагрузка при

- на крайнюю колонну

2.4.  Определение усилий от ветровой нагрузки

Расчетное значение распределенной ветровой нагрузки на высоте над поверхностью земли определяется по формуле

,                                                   

где  – пиковое значение скоростного напора ветра (пункт 4.5 ТКП EN1991-1-4-2009);

 –- частный коэффициент безопасности по нагрузке принимаемый равным 1.5

– аэродинамический коэффициент, внешнего ветрового давления (рисунок 2.6 и таблица 7.1);

 – длина участка продольной стены, с которого передается ветровая нагрузка на раму (шаг рам).

Следует устанавливать пиковое значение скоростного напора  на высоте включающее средние и кратковременные изменения (колебания) скорости:

Интенсивность турбулентности  на высоте z=12м определяется по следующей формуле:

Ветровое давление нетто на стены является результатом внешнего и внутреннего давления.

Базовое значение скорости ветра определяется по следующей формуле:

где: - базовая скорость ветра, определяемая как функция направления ветра и времени года, на высоте 10 м над уровнем земли для типа местности II,

 - основное значение базовой скорости ветра, для Столина 21м/с (по НП.2.1 изменениям №2 к ТКП EN 1991-1-4-2009 п.4.2 (1) с.3,

 =1 коэффициент, учитывающий направление ветра,

- сезонный коэффициент.

Средняя скорость ветра  на высоте z над уровнем земли зависит от шероховатости местности, орографии и базового значения скорости ветра . Она равна:

где: =1 орографический коэффициент (п.4.3.1, с.10),

- коэффициент, учитывающий тип местности:

где: - параметр шероховатости, равен 0,05 м (для типа II по табл. 4.1);

- коэффициент местности, зависящий от параметра шероховатости по следующей формуле:

где:  для типа местности II (с. 10 ТКП EN 1991-1-4-2009)

Значение аэродинамических коэффициентов внешнего давления  принимаем по линейной интерполяции при : с наветренной стороны (зона D)  с подветренной стороны (зона Е)  зона G , зона I

Расчетная равномерно распределенная ветровая нагрузка на 1 метр высоты колонны (рисунок 2.4) при h=12,6м <b=18 м и

- с наветренной стороны

- с подветренной стороны

Т.к. в расчетной схеме высота консольной стойки колонны отсчитывается от отметки -0,150 м от поверхности земли, следует откорректировать равномерно распределенное ветровое давление на всю высоту стойки, однако в следствии незначительного влияния в методических целях возможно использование вычисленных значений в качестве базовых.

Сосредоточенное ветровое усилие, собираемое в конструкциях, расположенных выше верха колонн (отметка+12,600) до верха отметки парапета (+14,400):

Расчет полки плиты

Расстояние между осями поперечных ребер равно 0,98 м.

Полка представляет многопролетную конструкцию с наибольшими размерами поля:l₁= 2,98 - 2∙0,140 = 2,7 м; l₂= 0,98– 2∙0,1=0,88 м.

Так как отношение пролетов l₁ / l₂=2,7/0,88> 3,то полку рассматриваемкак балочную плиту с расчетным пролетом l_eff= l₂=0,88м. Расчетная постоянная нагрузка на 1м² полки согласно табл. 4.1.

g_sk=1,39+0,05∙2500∙10∙10^-3∙1,35=2,52 кПа.

Расчетный изгибающий момент при действии постоянной и временной (снеговой) нагрузок:

М_sd= кН∙м.

Расчетный изгибающий момент в полке при действии постоянной равномерно распределенной нагрузки и временной сосредоточенной нагрузки от веса рабочего с инструментом: F_sd=1,0∙1,5=1,5 кН

кН∙м.

Полезная высота плиты: d*= h_f/2 = 50/2 = 25 мм.

Для арматуры S500 при Е_s=2∙10⁵ МПа ‰.

Тогда  и

.

Коэффициент < .

Вычисленному коэффициенту α_mсоответствует значение коэффициента:

η= .

Необходимая площадь сечения арматуры Æ3 мм класса S500

Принимаем сетку из проволоки Æ3 мм класса S500 с шагом S=200 мм продольных стержней (А_st=0,35 см²) и S=350 мм поперечных стержней.

Расчет поперечного ребра

 Поперечное ребро рассматривается как балка на двух свободных опорах с расчетным пролетом, равным расстоянию между осями продольных реберl_eff= 2,98 – 0,08 = 2,90 м.

Постоянная расчетная нагрузка на ребро:

- от собственного веса ребра (без учёта полки)

g₁=0,075∙0,1∙2500∙10∙1∙1,15 = 215,63 Н/м = 0,216 кН/м;

- передаваемая плитой

g₂=2,52∙0,98=2,47 кН/м;

- расчетная снеговая нагрузки на ребро

q_sd=2,02∙0,98=2 кН/м.

Изгибающий момент в пролете:

.

Поперечная сила у опор:

Расчетные усилия в ребре от постоянной нагрузки и сосредоточенной от веса рабочего с инструментом F_sd=1,5 кН.

Наиболее невыгодной по изгибающему моменту и поперечной силе является 1 комбинация нагрузок.

Ребро армируется одним плоским каркасом. Рабочая арматура стержневая класса S500 (f_yd =435 МПа). Принимая во внимание указания табл. 11.4 [1], назначаем с = 30 мм и определяем рабочую высоту сечения d = h – с = 150 - 30 = 120 мм.

Отношение h_f^’/h = 5,0/15 = 0,33 > 0,1, следовательно, расчётная ширина полки

b_f^’= 980 мм.

Предполагая, что нейтральная ось проходит по нижней грани полки, определяем область деформирования для прямоугольного сечения шириной b_f^’=980 мм и положение нейтральной оси при расчете тавровых сечений:

;            ,

что указывает на то, что сечение находится в области деформирования 2 , для которой .

Проверим выполнение условия:

- условие выполняется, т.е. нейтральная ось проходит в полке и расчетное сечение – прямоугольное с шириной b_f^’ = 980 мм.

Для арматуры S500 при Е_s=2∙10⁵ МПа ‰.

Тогда  и

.

Коэффициент

<

Вычисленному коэффициенту α_mсоответствует значение коэффициента

η= .

Требуемая площадь сечения продольной рабочей арматуры:

По конструктивным соображениям принимаем 1Æ10 S500 с А_st = 0,785 см².

Прочность железобетонных элементов на действие поперечных сил при отсутствии поперечной арматуры согласно требованиям норм [1] проверяется по условию:

V_sd ≤ V_Rd,ct

где: V_sd = 5,61 кН– расчетная поперечная сила в поперечном ребре, вызванная действием нагрузок;

V_Rd,ct – поперечная сила, воспринимаемая поперечным ребром без поперечной арматуры.

кН;

но не менее , кН;

где , ;  

Принимаем k = 2, , т.к. отсутствуют осевые силы.

;

;

.

V_sd = 5,61 кН<V_Rd,ct = 6,48 кН – условие удовлетворяется, расчёт поперечной арматуры не производится, поперечная арматура устанавливается конструктивно. Принимаем с учётом технологии точечной сварки поперечную арматуру из проволоки Ø6 S240 с шагом 150 мм.