Ром 152 мм устанавливаются с шагом 1,8м. Водосточный лоток высотой 150мм выполняется из оцинкованной кровельной стали.

В здании не отапливаемого склада металла предусмотрено естественное удаление воздуха из верхней зоны с помощью дефлекторов, установленных на 0,5м выше кровли. В зоне разгрузки предусмотрено механическое удаление воздуха с помощью осевых вентиляторов типа ВО-06-300, включаемых во время разгрузочных работ.

1.2 Конструктивные решения здания

Фундамент является важным конструктивным элементом здания, воспринимающим нагрузку от наземных его частей и передающим ее на основание. Фундаменты закладываются ниже глубины промерзания грунта для того, чтобы предотвратить их выпучивание. Они должны удовлетворять требованиям прочности, устойчивости, долговечности, технологичности устройства и экономичности.

В связи с тем, что проектируемое здание стоит в стесненных условиях существующего здания, а грунты не позволяют выполнить столбчатый фундамент или забивной свайный расчетами приняты буронабивные сваи, выполняемые под защитой обсадных труб. Ростверк выполнен монолитный из бетона класса В15. Низ ростверка расположен на отметке -1.200. Фундаменты армируются типовыми арматурными сетками и плоскими каркасами.

Стены - это вертикальные ограждающие конструкции, отделяющие помещение от окружающего пространства или соседнего помещения. Они служат несущими элементами, на которые опираются перекрытия и покрытия.

Стены проектируемого здания выполнены из стального профилированного настила высотой 44 мм.

Кровля – это несущая верхняя конструкция здания, которая служит для за

щиты от атмосферных осадков, дождевой и талой воды.

Кровля в складе металла запроектирована из стального профилированного настила высотой 44 мм.

Лестницы - сооружения, связывающие между собой помещения различных

уровней.

В проектируемом здании для обслуживания кран-балок приняты стальные лестницы, марши лестниц опираются на стальные колонны. Спецификация лестниц приведена в таблице 2.

В здании по оси Б запроектированы металлические колонны крайнего ряда составного сечения, выполненные в виде двух швеллеров соединенных между собой решеткой. Шаг колонн принят равным 6м. По оси А в качестве опоры используются существующие колонны подготовительного цеха. Для устройства узла опирания фермы на колонну устраивается консоль из прокатного профиля с использо-

ванием сквозного отверстия между ветвей колонны.

Стропильные фермы - это жёсткие конструкции, предназначенные для устройства крыши. Они передают нагрузку от обрешётки с лежащей на ней кровлей на стены здания.

В складе металла запроектированы стропильные металлические фермы с горизонтальным нижним поясом и верхним поясом с уклоном 0,05%. Пролет ферм составляет 11,5м. Пояса и решетка ферм составляются из парных горячекатаных прокатных профилей, соединенных в узлах фасонками.

Полы в проектируемом здании должны обладать следующими основными качествами: хорошим сопротивлением различным механическим воздействиям (истиранию при ходьбе, движении колесного транспорта, ударам), экономичностью, индустриальностью устройства, ровной, но не скользкой поверхностью. Покрытие выполняется из бетона класса В15. Состав пола указан на разрезе 1-1 (гра-фическая часть, лист 1).

Ворота в здании распашные размерами в плане 4800х5400. В продольной

наружной стене устанавливаются стальные окна размерами 1200х1200 по 5 штук.

Спецификация окон и ворот приведена в таблице 2.

Водоотвод здания - наружный организованный. Водосточные трубы диамет-

ром 152 мм устанавливаются с шагом 1,8м. Водосточный лоток высотой 150мм выполняется из оцинкованной кровельной стали.

1.3 Спецификации конструкций и изделий

Таблица 2 - Спецификации конструкций и изделий

Позиция	Обозначение	Наименование	Кол-во шт	Масса ед. кг.	Примечание
		Элементы лестницы
		Лестничный марш
ЛМ-1	1.450.3-3	МПГРБ 45-30.10
ЛМ-2	1.450.3-3	МПГРБ 45-24.10		172,2
		Площадка
ПМ-1	1.450.3-3	ПМГРБ –18.10		87,6
		Ограждение
ОГ-1	1.450.3-3	ОГПМГЭб-10.54		79.1
ОГ-2	1.450.3-3	ОГПМГЭб -10.15		23.8
ОГ-3	1.450.3-3	ОГпМЛГ 45-10.30		38.8
ОГ-4	1.450.3-3	ОГпМЛГ 45-10.24		30.9
		Окна
ОК-1	СТБ 939-93	ПГ ОС12-12
		Ворота
В-1	СТБ 1138-98	ВР ДГ 54-48Р
		Колонна
КМ-1		КМ-1		486,41	10214,61
К-1		К-1		489,02	2934,12
		Опорная консоль
ОМ-1		ОМ-1		129,11	2711,31

Продолжение таблицы 2

		Монолитный фундамент
Фм-1		Фм-1
Фм-2		Фм-2
Фм-3		Фм-3
		Стропильная ферма
ФМ-1		ФМ-1		714,96	15014,16
Фс-1		Фс-1		214,84	6445,2
Фс-2		Фс-2		201,56	1612,48
		Прогоны
П-1		Швеллер 16 ГОСТ 8240-89 Lобщ=801 м.п.			11374,2
П-2		Швеллер 14 ГОСТ 8240-89 Lобщ=1515 м.п.
		Стальной профилированный настил
		Н75-750-0,8 ГОСТ 24045-94 (кровля)			1327м2
		НС44-1000-0,8 ГОСТ 24045-94 (стены)			1112м2

 

2 РАСЧЕТНО-КОНСТРУКТИВНАЯ ЧАСТЬ

Дипломным проектом предусмотренно выполнение поверочного расчета существующей колонны, а так же расчет металлической коллоны.

Принятые конструкции соответствуют территориальному каталогу индустриальных конструкций и изделий для строительства в Республике Беларусь.

Таблица 3 - Сбор нагрузок на 1 м² покрытия

Вид нагрузки	Подсчет нагрузки	Норм.нагрузка, кН/ м2	γf	Расчетн. нагрузка, кН/ м2
I Постоянные нагрузки 1 Стальной профилированный настил	-	0,7	1,1	0,77
ИТОГО		0,7 кН/ м2		0,77 кН/ м2
II Переменные нагрузки IV Снеговой район	-	1,8	1,5	2,7
ИТОГО		1,8		2,7
ВСЕГО		2,5 кН/ м2		3,47 кН/ м2

Определяем общую расчетную нагрузку от фермы, колонны, покрытия N_об , кН, по формуле [12]

N_об = N_ф + N_к + N_покр , (4)

где N_ф – расчетная нагрузка от фермы, кН;

N_к - расчетная нагрузка от колонны, кН;

N_покр - расчетная нагрузка от покрытия, кН.

Определяем расчетную нагрузку от покрытия N_покр , кН, по формуле [12]

N_покр =Р^р х А_покр , (5)

где Р^р – расчетная нагрузка, кН/м²;

А_покр – грузовая площадь, м².

Грузовую площадь покрытия А_покр , м² ,определяем по формуле [12]

А_покр = (lхS)х 0,5, (6)

где l- длина здания, м;

S- шаг колонны, м;

0,5- коэффициент.

А_покр= (11,5х6)х0,5=34,5 м²

N_покр= 34,5х 3,47= 119,7 кН

Определяем нагрузку от колонны N_к , кН, по формуле [12]

N_к = H_k х γ_m, (7)

где H_k –высота колонны, м;

γ_m – усредненный вес 1 м.п. колонны.

N_к=9,424 х 18,4=173,4 кН

Вес металлической фермы N_ф =6,86 кН.

N_об = 6,86+173,4+119,7= 299,96 кН

Нагрузку от веса существующих стеновых панелей и оконных переплетов ниже отметки 3,600 воспринимают фундаментные балки, поэтому усилия в колонне от нее не возникают.

Расчетная нагрузка от стеновых панелей толщиной 80 мм, весом 1м² и оконных переплетов на участке выше отметки 3,600 составляет 69,6 кН.

Для принятия решений по дальнейшей эксплуатации существующего здания в рамках обследования принято решение выполнить поверочный расчет существующей колонны в оси А.

Исходные данные

Бетон тяжелый В25: R_b=14,5МПа, Е_b=27х10³ МПа, R_bt=1,05МПа, коэффициент условий работы бетона γ_b2=0,9;

Арматура класса А400: R_s=365МПа, R_sc=365 МПа, Е_s=2х10⁵ МПа; a=40мм.

Подкрановая часть колонны состоит из двух ветвей: высота всего сечения h=1000мм, b=500 мм; сечение ветви h_c=200 мм, b_c=500 мм, h_o=210 мм; расстояние между осями распорок S=2,46 м.

 

Расчетные усилия принимаем M_max=53,66 кН/м, N=588,9 кН, Q=5,7 кН

Расчетная длина подкрановой части колонны L_o, м, определяется по формуле [12]

L_o=1,5 х Н_н, (8)

где 1,5 – коэффициент.

L_o =1,5 х 9,85=14,775 м

Приведенный радиус инерции сечения двухветвевой колонны i², мм, в плоскости изгиба определяется по формуле [12]

i²= , (9)

где с – расстояние между осями ветвей колонны, мм;

n – толщина ветвей колонны, мм;

h – высота ветвей колонны, мм.

i²

i=

При Lo/i=14775/200=74 > 14 необходимо учесть влияние прогиба элемента на эксцентриситет продольной силы е_о , м, который определяем по формуле [12]

е_о=M/N, (10)

где М - изгибающий момент от внецентренного приложения силы, кН/м;

N- вертикальная нагрузка на колонну, кН.

е_о =53,66/588,9=0,1м

Условную критическую силу N_cr, кН, определяем по формуле [12]

N_cr= , (11)

где I - момент инерции бетонного сечения относительно оси, проходящей через центр тяжести и параллельной линии, ограничивающей сжатую зону;

- коэффициент, учитывающий влияние предварительного напряжения арматуры на жесткость элемента в предельном состоянии;

t - коэффициент, принимаемый равным е_о/h;

αI_s - приведенный момент инерции сечения всей арматуры относительно той же оси.

N_cr =20752х10³ H=20752 кН

Определяем момент инерции бетонного сечения I, мм⁴ , по формуле [12]

I=2хb_c хh_c х i², (12)

где b_c – ширина сечения, мм⁴;

h_c – высота сечения, мм⁴.

I =2х200х500х40000=8х10⁹ мм⁴

Определяем коэффициент, учитывающий влияние предварительного напряжения арматуры по формуле [12]

=1+β х /M₁, (13)

где β - коэффициент, принимаемый в зависимости от вида бетона;

, M₁ - изгибающий момент от воздействия постоянной и длительной нагрузок, кН м;

Определяем изгибающий момент от воздействия постоянной нагрузки , кН м по формуле [12]

= + х(b-a), (14)

где а - расстояние изгибающего момента, м.

=37,56+412,23х(0,5-0,04)=227,2 кН м

Определяем изгибающий момент от воздействия длительной нагрузки М₁ , кН м по формуле [12]

М₁=M+N х(b-a), (15)

М₁=53,66+588,9х(0,5-0,04)=324,55 кН м

=1+1х 227,2 /324,55=1,7

Определяем толщину t, м, по формуле [12]

t =e_o / h, (16)

t =0,1/1=0,1м

Определяем минимальную толщину t_min, м, по формуле [12]

t_min=0,5- 0,01 х L_o/ h-0,01х R_b х γ_c, (17)

t_min =0,5-0,01х14,775/1-0,01х14,5х1,1=0,19м

t < t_min

Определяем момент инерции сечения арматуры αI_s, мм⁴ , по формуле [12]

αI_s=α х μ х b х h х(h/2-a)², (18)

где μ- коэффициент армирования для одной ветви.

αI_s =2х 9,52х 0,015х 500х 200х (800/2)²=4,6х10⁹ мм⁴

Определяем коэффициент η по формуле [12]

η=1/(1-N / N_cr), (19)

η=1/(1-588,9/20752)=1,03

Определяем усилия в сечениях ветвей колонны N_c, кН, по формуле [12]

N_c=N/2±M х η/c, (20)

N_c =588,9/2±53,66х 1,03/0,8=294,45±69,1 кН

Продольные силы:

 

- в наружной ветви

N_c1=294,45-69,1=225,35 кН

- в подкрановой ветви

N_c2=294,45+69,1=363,55 кН

Изгибающий момент (местного изгиба) ветвей колонны M_c, кН м, определяем по формуле [12]

M_c=Q х S/4, (21)

где Q – поперечная сила, кН;

S – номинальная толщина штыкового шва, м.

M_c =5,7 х 2,46 /4=3,5 кН м

Определяем эксцентриситет е, мм, по формуле [12]

е = е_о+h/2-a, (22)

е =10+200/2-40=70 мм

Армирование сечения ветви колонны: 4 стержня диаметра 20мм класса А400.

A_s=4х314,2=1256,8мм²

Проверим прочность ветви колонны неравенством по формуле [12]

Nхe 0,5х R_b х γ_c х b х h _o ²+R_s х (h_o-a) х A_s, (23)

где R_b – расчётное сопротивление на сжатие, МПа;

R_s – расчётное сопротивление сжатию арматуры, МПа;

A_s - армирование сечения ветви колонны, м².

363,55 х 0,07 0,5х14,50х1,1х0,5х0,16²+365,00х(0,16-0,04)х0,0012568

25,44 кН м < 70,1 кН м

Так как условие выполняется, прочности ветви колонны достаточно.

 

Коэффициент запаса k определяем по формуле [12]

k=70,1/25,44=2,75

Производим расчет промежуточной распорки.

Изгибающий момент в распорке М_р , кН м, вычисляем по формуле [12]

М_р=Q х S/2, (24)

М_р =5,7 х 2,46/2=7,011 кН м

Сечение распорки: b=500мм, h=400мм, h_o=360мм

Армирование: 3 стержня диаметром 18мм класса А400.

A_s=3 х 254,5=763,5мм²

Проверяем прочность по формуле [12]

М_р R_s х A_s х (h_o-a), (25)

7,011 < 36500 х 0,0007635 х (0,36-0,04)

7,011кНм < 8,92 кНм – условие выполняется.