4.2. Розрахункова схема каркасу будівлі для статичних та конструкторських розрахунків в пк лира 9.4

На архітектурно-будівельному розрізі необхідно навести «скелет» несучих елементів поперечної рами, в середніх осьових лініях, як-то зображено на рисунку 4.10, який і буде ідеалізованою або розрахунковою схемою поперечної рами каркасу будівлі. Отриману таким шляхом розрахункову схему необхідно експортувати в програмний комплекс (ПК) «ЛІРА», що є можливим слідуючими шляхами:

1.Визначити координати вузлів розрахункової схеми, а після того відтворити вузли в середовищі ПК «ЛІРА» і по ним побудувати розрахункову схему;

2. Зберегти лише скелет будівлі в будь-якому графічному редакторові в форматі *.dxf, а тоді імпортувати графічний образ розрахункової схеми в ПК «ЛІРА». При цьому зімпортовану розрахункову схему необхідно повернути в ПК «ЛІРА» на 90^о, перевірити відповідність розмірів і в разі необхідності змаштабувати схему та виконати упаковку розрахункової схеми.

Після отримання електронного варіанта розрахункової схеми в програмному комплексі «ЛІРА» необхідно задати граничні умови. Отримана розрахункова схема буде класифікуватись як площинна, стержнева. При цього тип схеми необхідно задати «2». Оскільки при вирішенні питань компоновки було обумовлено, що колони жорстко защемленні в фундаменті то необхідно змоделювати таку ситуацію і в розрахунковій схемі. Адекватним відображенням цього моменту в розрахунковій схемі буде заборона переміщень в опорних вузлах колони за напрямками осей «х», «z» та кута повороту «uy» навколо осі «у».

Навантаження від кроквяної конструкції передається на колону з деяким ексцентриситетом «е₁». Визначити величину цього ексцентриситету можливо або за формулою 4.4, або графічно, як-то зображено на рисунку 4.11,

. (4.4)

На величину цього ексцентриситету необхідно змістити початок кроквяної конструкції від оголовка колони дивись вузол на розрахунковій схемі рисунок 4.12.

Рисунок 4.11 – Фрагмент обпирання кроквяної конструкції на оголовок колони

Відповідно до фактичної реалізації, а відповідно і до передумов прийнятих під час вирішення питань компоновки з’єднання ригеля з колоною при збірному залізобетонному каркасі має бути шарнірним. Для відображення цього положення достатньо в випадку застосування ферми в якості кроквяної конструкції змінити тип скінченного елементи з 10 (універсальний рамний стержневий елемент) на 1 (шарнірний стержневий елемент), а в випадку використання балки в якості кроквяного елемента ввести шарнір в місці з’єднання балки з колоною за напрямком «uy».

Рисунок 4.12 – Розрахункова схема каркасу будівлі із заданими номерами вузлів та елементів

Слідуючим етапом доопрацювання розрахункової схеми є завдання характеристик жорсткості елементам розрахункової схеми. Перерізи всіх елементів прийнято при вирішенні питань компоновки, форма та розміри яких дивись на рисунку 4.9. Матеріали конструктивних елементів каркасу задано в завданні на проектування.

4.3. Визначення величин зовнішніх навантажень

4.3.1 Загальні дані. Для виконання статичних та конструкторських розрахунків в даній роботі слід врахувати наступні навантаження:

• власна вага колон.

• власна вага ферми.

• власна вага підкранових балок.

• вага від конструкцій покриття.

• вага стінових панелей.

• снігове симетричне навантаження.

• снігове несиметричне навантаження.

• кранове вертикальне навантаження (з максимальним навантаженням зліва).

• кранове вертикальне навантаження (з максимальним навантаженням справа).

• горизонтальне кранове навантаження (з максимальним гальмівним зусиллям зліва).

• горизонтальне кранове навантаження (з максимальним гальмівним зусиллям справа).

• вітрове навантаження (з максимальним значенням вітрового тиску зліва).

• вітрове навантаження (з максимальним значенням вітрового тиску справа).

В перерахованих можливих зовнішніх навантаженнях перші 5 (з 1-го по 5-те включно) класифікуються згідно до 4, як постійні, решта як змінні.

4.3.2. Постійні навантаження. До постійних навантажень слід віднести ваги елементів поперечної рами та врахування її в статичних розрахунках

Розрахункова схема складається з трьох елементів каркасу: 2^х колон та кроквяної ферми покриття. У відповідності до завдання, колони виконані із бетону класу В20, (Е_b = 2,75∙10⁷ кН/м²), а кроквяну ферму покриття виконано з бетону класу В40 (Е_b = 3,63∙10⁷ кН/м²).

4.3.2.1 Завантаження рами вагою елементів колон. Завантаження схеми погонною вагою елементів колони зображено на рис. 4.13. Розраховуємо вагу кожної дискретної одиниці колони, як погонне навантаження:

Вітка колони (Рисунок 4.9, 9-9):

(4.5)

де А_9-9 – площа поперечного перерізу вітки колони, м²;

ρ_б – питома густина важкого бетону (25 кН/м³);

γ_fm – коефіцієнт надійності за навантаженням (для бетонних конструкцій з густиною понад 16 кН/м³).

Рисунок 4.13 – Завантаження схеми погонною вагою елементів колони

Відповідно до [Error: Reference source not found] будівля класифікується за нормальним рівнем відповідальності для якого γ_n=0,95.

Коефіцієнти приймаємо згідно [Error: Reference source not found].

Рядова перемичка колони (Рисунок 4.9, 8-8):

Підкранова перемичка колони (Рисунок 4.9, 7-7):

Надкранова частина колони (Рисунок 4.9, 6-6)

4.3.2.2 Завантаження рами вагою елементів кроквяної конструкції. Завантаження схеми погонною вагою елементів ферми зображено на рис. 4.14. Визначення ваги кожного елементу ферми покриття:

Вага опорної частини (Рисунок 4.9, 5-5):

Вага нижнього та верхнього поясів (Рисунок 4.9 1-1 та 2-2):

Вага стійок та розкосів (Рисунок 4.9, 3-3 та 4-4):

Рисунок 4.14 - Завантаження схеми погонною вагою елементів ферми

4.3.2.3 Завантаження рами власною вагою підкранової балки. Завантаження схеми вагою підкранової балки зображено на рис. 4.15.

Розраховуємо вагу підкранової балки у вигляді зосередженої сили:

(4.6)

де А_п.б. – площа поперечного перерізу підкранової балки, визначена зі схеми:

Рисунок 4.15 – Поперечний переріз підкранової балки по середині її довжини

А_п.б. = 0,65∙0,18+(0,65+0,2)∙0,03/2+0,2∙0,8+(0,2+0,34)∙0,09/2+0,34∙0,3 = 0,42 (м²);

Власну вагу підкранових балок (у відповідності до [Error: Reference source not found, ст. 478, рис. 9.13] прикладено на відстань від розбивочної осі до осі підкранової балки 750 мм, дивись рисунок 1.___ ):

Рисунок 4.16 – Завантаження схеми вагою підкранової балки

4.3.2.4 Завантаження рами власною вагою покрівлі. Визначення навантаження від ваги покриття:

Таблиця 4.1 – Визначення величини постійного навантаження від конструктивного рішення покрівлі

Вид навантаження	Величина характеристичного навантаження, т/м2	Коефіцієнт надійності за навантаженням		Величини розрахункових навантажень, т/м2
					Експлуатаційних	Граничних
Постійні
Гідроізоляційний килим покриття	0,1	1,0	1,3		0,1	0,124
Цементна стяжка (γ = 20 кН/м3; t = 15 мм)	0,3	1,0	1,3		0,3	0,371
Плитний утеплювач (γ = 5 кН/м3; t = 100 мм)	0, 5	1,0	1,3		0,5	0,618
Пароізоляція	0,05	1,0	1,3		0,05	0,062
Плити покриття 3х12 м	2,22	1,0	1,1		2,22	2,32
Разом					Сума 3,178	Сума 3,495

Врахувати надійність за призначенням будівлі

Вагу покриття приведено до зосередженого вузлового навантаження:

Рисунок 4.17 – Завантаження схеми вагою конструктивного вирішення покриття

4.3.2.5. Завантаження рами вагою стінових панелей. Зусилля та ексцентриситет їх прикладання від стінових панелей (схему розкладки панелей див. рисунок 1.2). Так як вага стінових панелей до відмітки 7,2 м сприймається фундаментними балками слід враховувати лише дію тих стінових панелей, що кріпляться вище обумовленої відмітки.

Визначаємо навантаження між відмітками 7,200 та 11,400 від стінових панелей:

G_w1= (h₁∙t∙B∙γ+ h₂∙q₂∙B+ h₁∙t∙B∙γ)∙γ_fm∙γ_n, (4.7)

де t = 0,24 м – товщина стінових панелей;

γ – питома вага стінових панелей – 14 кН/м³;

h₁ -висота стінової панелі – 2,4 м;

0,5 кН/м² вага 1м² засклення;

висота засклення;

B – крок колон.

G_w= (2,4·0,24∙12·14+0,5∙1,8∙12+2,4∙0,24∙12∙14)∙0,95∙1,1 = 204,34 (кН);

Висота надкранової частини колони – 4,5 + 0,45 = 4,95 м, щоб висота колони була кратною 1,2 м.

Практично весь навісний стіновий захист навантаження передає на надкранову частину колони, тому ваг стінового захисту прикладено, як розподілену до надкранової частини.

Q_ст = 204,34/4,95 = 41,28 (кН/м);

Згинальний момент від стінової панелі, низ якої розташовано на відмітці 7,2 м слід передати як зосереджений на відмітці 7,2 м величиною:

М_ст.1 = (G₁∙е₁)/2 = (96,77∙0,245)/2 = 11,85 (кН∙м), (4.8)

де G₁- вага панелі стінового захисту, що визначається за формулою:

G₁= h₁∙t∙B∙γ = 2,4∙0,24∙12∙14 = 96,77 (кН); (4.9)

е₁ – ексцентриситет прикладання навантаження від стінового захисту, який визначається за формулою:

е₁ = 0,5∙(b_с.п. + b_в.к.); (3.6)

е₁ = 0,5∙(0,24+0,25) = 0,245 (м),

де b_с.п. – товщина стінової панелі, м (0,24 м);

b_в.к.- товщина зовнішньої вітки колони, м (0,25 м);

Згинальний момент М_ст.2 – слід передати на відмітці кріплення низу скляного захисту – 9,6 м, величина якого складатиме:

М_ст.2 = (G₁/2 + G₂/2)∙е₂ = (96,77/2 + 10,8/2)0,42 = 22,59 (кН∙м), (4.10)

де G₂ – вага скляної панелі стінового захисту, що визначена за формулою:

G₂ = h₂∙q₂∙B = 0,5∙1,8∙12 = 10,8 (кН); (4.11)

е₂ – ексцентриситет прикладання навантаження від стінового захисту вище відмітки 7,2 м, що визначається за формулою:

е₂ = 0,5∙(b_с.п. + b_н.ч.); (4.12)

е₂ = 0,5∙(0,24+0,60) = 0,42 (м), де b_н.ч. – товщина надкранової частини колони, (0,6 м).

Рисунок 4.18 – Схема для визначення ексцентриситетів

Рисунок 4.19 – Завантаження схеми власною вагою стінових панелей