С учётом унификации размеров колонн серии 1.424.1 назначаем

Н₂= 3.9м.

Высоту подкрановой части колонн определяем по заданной высоте до низа стропильной конструкции 12 м и отметки обреза фундамента - 0.150 м

при Н₂= 3.9м:

Н₁= 12 - 3.9 + 0.15 = 8.25м.

Для назначения размеров сечений колонн по условию предельной гибкости вычислим их расчётные длины в соответствии с требованиями табл. 32 [2]. Результаты представлены в табл. 1.1.

Т а б л и ц а 1.1. Расчетные длины колонн (l₀)

Часть колонн	При расчёте в плоскости поперечной раме		В перпендикулярном направлении
	При учёте нагрузок от крана	Без учёта нагрузок от крана
Подкрановой Н1=8.25 м	1.5H1 = 1.5 ∙ 8.25= = 12.375 м	1.2 (H1+ Н2) = = 1.2 (8.25 + 3.9) = = 14.58 м	0.8 Н1= 0.8 · 8.25 = = 6.6 м
Надкрановой Н2=3.9 м	2Н2 = 2 · 3.9 = = 7.8 м	2.5 Н2 = 2.5 · 3.9 = = 9.75 м	1.5 Н2 = 1.5 · 3.9 = = 5.85 м

Согласно требованиям п. 5.3 [2], размеры сечения внецентренно сжатых колонн должны приниматься таким, чтобы их гибкость l_o/r(l_o/h) в любом направлении, как правило, не превышало 120 (35). Следовательно, по условию максимальной гибкости высота сечения подкрановой части колонн должна быть не менее 14.58/35 = 0.417м, а надкрановой 9.75/35 = 0.279м. С учётом этого требования унификации для мостовых кранов принимаем сечение колонн над краном для крайних -400 x 380 мм, для средних -400 x 600 мм.В подкрановой части для крайних и средних колонн назначаем сечение400 x 600 мм. В этом случае удовлетворяются требования по гибкости и рекомендации по назначению высоты сечения подкрановой части колонн в пределах

(1/10…1/14)·Н₁= 0.825…0.589 м.

В соответствии с таблицей габаритов колонн и назначенными размерами поперечных сечений принимаем для колонн крайнего ряда по оси А номер типа опалубки 1, а для колонн среднего ряда по оси Б - 7.

Стропильную конструкцию по заданию принимаем в виде сегментных раскосных ферм пролётом 18 мФС-18из тяжелого бетона. Назначаем марку ферм1ФС-18с номером типа опалубочной формы Iс максимальной высотой в средине пролёта 2.63м(объем бетона 1.8м³).

По приложению XI [1] назначаем тип плит покрытия размером 3 x 12 м(номер типа опалубочной формыIII,высота ребра 455мм).

Толщина кровли (по заданию тип 5) составляет 140 мм.

По заданию проектируем наружные стены из сборных навесных панелей. Принимаем панели из бетона на пористом заполнителе марки по плотности D900 толщиной 240мм. Размеры остекления назначаем с учётом грузоподъёмности мостовых кранов.

Результаты компоновки поперечной рамы здания представлены на рис. 1.1

Рис.1.1. Расчетная схема поперечной рамы.

1.2 Определение постоянных и временных нагрузок на поперечную раму.

1.2.1 Постоянные и временные нагрузки.

Постоянные нагрузки. Распределённые по поверхности нагрузки от веса конструкции покрытия заданного типа приведены втабл. 1.2.

Т а б л и ц а 1.2

Элемент покрытия	Нормативная нагрузка, кН/м2	Коэффициент надежности по нагрузке	Расчетная нагрузка, кН/м2
Слой гравия, втопленный в битум Трехслойный рубероидный ковер Цементная стяжка (δ=15 мм, ρ=18 кН/м3) Ячеисто-бетонные плиты (δ=120 мм, ρ=3 кН/м3) Пароизоляция (слой рубероида на битумной мастике) Ребристые плиты покрытия размером 3х12 м с учетом заливки швов (δ=77.0 мм, ρ=25 кН/м3) Итого q1 Сегментная раскосная ферма 1ФС18 (Vб=1.8 м3 пролет 18 м, шаг колонн 12 м, ρ=25 кН/м3) Итого	0.16 0.09 0.27 0.36 0.03 1.943 2.853 0.21 3.063	1.3 1.3 1.3 1.3 1.3 1.1 1.1	0.208 0.117 0.351 0.468 0.039 2.137 3.32 0.229 3.549

С учётом коэффициента надёжности по назначению здания _n= 1 и шага колонн в продольном направлении 12м, расчётная нагрузка на 1мригеля рамы будет равна

G= 3.549 · 1 · 12.0 = 42.588 кH/м.

Нормативная нагрузка от 1 м²стеновых панелей из бетона на пористом заполнители марки по плотностиD900 при толщине 240ммсоставит 2.376кН/м².

Нормативная нагрузка от 1 м² остекления равна 0.5кН/ м².

Расчётные нагрузки от стен и остекления оконных переплетов:

на участке между отметками 11.4 и 13.8:

G₁= 2.4 · 12 · 2.376 · 1.1 · 1 = 75.272кН/м

на участке между отметками 9.6 и 8.4

G₂= (1.2 · 12 · 2.376 + 1.2 · 12 · 0.5) · 1.1 · 1 = 45.556кН/м

на участке между отметкам 0.0 и 8.4

G₃ = (1.2 · 12 · 2.376 + 7.2 · 12 · 0.5) · 1.1 · 1 = 85.156кН/м

Расчётные нагрузки от собственного веса колонн из тяжёлого бетона (ρ=25 кН/м³):

Колонна по оси А, подкрановая часть с консолью

G₄₁ = (0.6 · 9 + 0.45 · 0.45 + 0.45 · 0.45/2) · 0.4 · 25 · 1.1 · 1 = 62.74 кН

надкрановая часть G₄₂= 0.38 · 0.4 · 3.9 · 25 · 1.1 · 1 = 16.302 кН

итого G₄=G₄₁+G₄₂= 79.04 кН

Колонна по оси Б, подкрановая часть с консолями

G₅₁ = (0.6 · 9 + 2 · 0.6 · 0.75 +2 ∙ 0.5 · 0.75 ∙ 0.75) · 0.4 · 25 · 1.1 · 1 = 75.49 кН

надкрановая часть G₅₂ = 0.4 · 0.6 · 3.9 · 25 · 1.1 · 1 = 25.74 кН

итого G₅ =G₅₁ +G₅₂ = 101.23кН

Расчётная нагрузка от собственного веса подкрановых балок и кранового пути (1.5 кН/м) будет равна:

G₆= (4.1 ∙ 25 + 1.5 · 12) · 1.1 · 1 = 132.55кН

Временные нагрузки. Снеговая нагрузка для расчёта поперечной рамы принимается равномерно распределённой во всех пролётах здания. Для заданного района строительства (Самара) по [7] определяем расчётное значение снегового покроваSo= 2.4 кН/м²и соответственное полное расчётное значение снеговой нагрузкиS=So·= 2.4 · 1 = 2.4 кН/м². Расчётная нагрузка от снега на 1мригеля рамы с учётом класса ответственности здания будет равнаР_sn= 2.4 · 12 · 1 = 28.8 кН/м. Длительно действующая часть снеговой нагрузки составитР_sn,l= 14.4 кН/м.