Многоэтажное промышленное здание с неполным железобетонным каркасом

жбк Титул и содержани Владимира Кушнира.docx

ФЕДЕРАЛЬНОЕ АГЕНСТВО ПО РЫБОЛОВСТВУ
ФЕДЕРАЛЬНОЕ ГОСУДАРСТВЕННОЕ УЧРЕЖДЕНИЕ ВЫСШЕГО
ПРОФЕССИОНАЛЬНОГО ОБРАЗОВАНИЯ
«МУРМАНСКИЙ ГОСУДАРСТВЕННЫЙ ТЕХНИЧЕСКИЙ УНИВЕРСИТЕТ»
Кафедра промышленного и гражданского строительства
Пояснительная записка к курсовому проекту
«Железобетонные и каменные конструкции»
на тему: «Многоэтажное промышленное здание с неполным
железобетонным каркасом»
студент группы Ст(б)-491.01
Расчёт сборной плиты перекрытия 4
1Исходные данные для проектирования 4
2 Сбор нагрузок и статический расчет 4
3 Расчет продольного ребра на действие изгибающего момента 6
4 Расчет продольного ребра по наклонному сечению на действие поперечной силы 7
5 Определение геометрических характеристик поперечного сечения 7
6 Определение потерь предварительного напряжения 8
7 Расчет по образованию нормальных трещин 9
8 Определение прогиба плиты 10
Статический расчёт рамы 12
1 Сбор нагрузок на ригель 12
2 Сбор нагрузок на колонну и определение размеров поперечного сечения 13
3 Определение геометрических характеристик элементов каркаса 14
Расчёт крайнего ригеля 17
1 Исходные данные 17
2 Расчет по нормальным сечениям на действие изгибающих моментов 17
3 Расчет по наклонным сечениям на действие поперечной силы 19
4 Расчет обрыва опорной арматуры 20
Расчёт колонны подвала 22
1 Исходные данные для проектирования 22
2 Расчет продольного армирования колонны 22
3 Расчет консоли колонны 24
Расчёт фундамента под колонну .. 26
1 Определение размеров фундамента 26
2 Расчет на продавливание 27
3 Проверка толщины фундаментной плиты исходя из прочности наклонных сечений 27
4 Расчет прочности нормальных сечений 28
Расчёт несущего простенка первого этажа 30
1 Сбор нагрузок на простенок 30
2 Расчет сечений простенка 1-го этажа 30
3 Расчет на смятие 32
Список использованной литературы 34

жбк Владимира Кушнира.docx

Район строительства: Рязань;
Размеры здания в плане: 18
Высота подвала: 3 м;
Количество этажей: 7;
Временная нагрузка на перекрытие: 5 кНм2;
Расчетное сопротивление грунта: 04 МПа;
Тип плиты перекрытия: пустотная;
Класс бетона плиты перекрытия:
Напрягаемая арматура в плите перекрытия: А800;
Класс бетона ригеля:
Напрягаемая арматура в ригеле: А800;
Расчет сборной плиты перекрытия.
Р асчет продольного ребра по 1-й группе предельных состояний
1 Исходные данные для проектирования:
Класс бетона B45. Из таблиц 2.1 и 2.2 имеем:
Rb= 25 МПа – расчетное сопротивление бетона осевому сжатию;
Rbt= 150 МПа – расчетное сопротивление бетона растяжению;
Rb ser = 32 МПа – нормативное сопротивление бетона осевому сжатию;
Rbt ser= 225 МПа – нормативное сопротивление бетона растяжению.
Класс напрягаемой арматуры в плите и ригеле A800. Имеем:
Rsp = 695 МПа – расчетное сопротивление арматуры осевому сжатию;
Rs ser = 800 МПа – нормативное сопротивление арматуры осевому сжатию.
2 Расчет полки пустотной плиты.
Нормативная нагрузка
Керамическая плитка толщиной 11 мм = 11мм = 28 кНм3
Цементно-песчаная стяжка
Постоянная нагрузка:
Временная нагрузка на перекрытие 5 кНм2
в том числе кратковременная
в том числе длительная
Общая нагрузка на плиту:
l0 = 6 - 2 03 2 - 2 0025 - 2 (0175 - 0025) 2 = 55 м – расчетная длина где
g = P n bпл = 1034 1 12 = 1241 кНм – полная погонная расчетная нагрузка действующая на плиту где
P = 1034 кН – общая расчетная нагрузка на плиту;
n = 1 – коэффициент надежности;
gser = Pser n bпл = 885 1 12 = 1062 кНм – полная погонная нормативная нагрузка на плиту где
Pser = 885 кН – общая нормативная нагрузка на плиту.
gserl = Pserl n bпл= 685 1 12 = 822 кНм – длительная нормативная погонная нагрузка где
Pserl = 685 кН – общая нормативная длительная нагрузка.
gsercr = Pser cr n bпл = 2 1 12 = 24 кНм – нормативная кратковременная нагрузка где
Psercr = 2 кН – общая нормативная кратковременная нагрузка.
gserпл = 3 n bпл = 3 1 12 = 36 кНм – нормативная нагрузка от собственного веса плиты.
Рисунок 1 – Расчетная схема плиты перекрытия
Qmax= g l08= 1241 55 8 = 853 кН – максимальная поперечная сила где
g = 1241 кНм – полная погонная расчетная нагрузка действующая на плиту.
Mmax = gl028 = 1241 5528 = 4693 кНм – максимальный изгибающий момент.
Мsermax= gser l028 = 1062 5528 = 4016 кНм – максимальный нормативный изгибающий момент.
Mlser = gser. l l028 = 822 5528 = 3108 кНм – изгибающий момент от нормативной длительной нагрузки.
Msercr = gser. cr l028= 24 5528 = 908 кНм –изгибающий момент от нормативной кратковременной нагрузки.
Mgser = gserпл l028= 36 5528 = 1361 кНм – изгибающий момент от нормативной нагрузки собственного веса плиты.
3 Расчет продольного ребра на действие изгибающего момента.
Расчетное сечение плиты – двутавр.
a 09 d = 09 159 = 1431 мм – сторона квадрата.
b = bпл - nотвa = 1200 - 6 1431 = 3414 – толщина стойки двутаврового сечения.
Рисунок 2 – Расчетное сечение плиты перекрытия
Mпол = Rb bf'hf' (h0 - 05hf') = 25 120 385 (19 - 05 385) 10-3 = 19722 кНм – изгибающий момент в полке где
см = 22 - 3 – рабочая высота сечения.
Mпол = 19722 кНм >Mmax = 4693 кНм – значит граница сжатой зоны находится в полке.
αm = MmaxRbbf'h02 = 4693 10325120 192 = 004
= 1 - 1-2αm = 1 - 1-2004 = 004 R = 041 (A800)
Aspтр = Rb bf' h0 Rsp s3 = 25 120 19 0.04 695 11 = 298 см2 где
s3 = 125 - 025 R = 125 - 025 004041 = 123 > 11 значит принимаем
Продольная арматура: 6 8 Aspтабл. = 302 см2 (по прил. 1 из пособия по проектированию бетонных и железобетонных конструкций из тяжелого бетона без предварительного напряжения арматуры).
4 Расчет продольного ребра по наклонному сечению на действие поперечной силы.
A1 = b (a + hf') + hf' B = 3414 (1431 + 385) + 385 120 = 1082 см2 – площадь бетонного сечения без учета свесов сжатой полки.
Т. к. то поперечная арматура ставится конструктивно.
Поперечная арматура В500 с шагом . Принимаю S = 125 мм.
Расчёт плиты перекрытия по 2-й группе предельных состояний.
5 Определение геометрических характеристик поперечного сечения.
Площадь сечения арматуры не учитывается.
A = 2 385 120 + 3414 (22 - 2 385) = 1412 см2 – площадь поперечного сечения плиты
Sreg = bf' hf' (h- hf'2) + h-hf' - hf bh2 + bf hf hf2 = 120 385 (22 - 3852) + +22 - 385 - 385 3414 222 + 120 385 385 2 = 1553422 – статический момент.
I = 2 (bf' hf'312 + bf' hf' (h - hf'2 - y)2) + b (h - 2hf')312 = 2 (120 385312 + 120 385 (22- - 3852 - 11)2) + 3414 (22 - 2 385)312 = 855573 см4 – момент инерции где
y = SregAreg = 15534221412 = 1100 см – расстояние от нижней грани до центра тяжести сечения (радиус статического момента).
Момент сопротивления относительно нижних и верхних волокон:
6 Определение потерь предварительного напряжения.
Предварительные напряжения:
Принимаем sp = 700 МПа
Первые потери при электротермическом способе напряжения арматуры.
Потери от релаксации напряжений арматуры (СНиП 2.03.01-84*):
Δsp2 = 0 – потери от температурного перепада. Равно нулю т.к. натянутая арматура и устройство воспринимающее натяжение находятся в пропарочной камере.
Δsp3 = 0 – потери от деформации стальной формыпри электротермическом способе.
Δsp4 = 0 – потери от деформации анкеров.
Усилие предварительного обжатия с учетом первых потерь:
Потери от усадки бетона В45:
Передаточную прочность бетона принимаем:
Максимальные напряжения сжатия в бетоне от усилия предварительного обжатия:
Потери от ползучести бетона:
φbcrc = 13 – коэффициент ползучести при нормальной относительной влажности воздуха выше 75 % (для B45) (по пособию по проектированию предварительно напряженных железобетонных конструкций из тяжелого бетона табл. 2.6)
– коэффициент приведения арматуры к бетону
sp= AspтаблA = 3021412 = 0002 – коэффициент армирования
ys = 8 см – расстояние от центра плиты до точки определения напряжения.
Напряжение в бетоне на уровне центра тяжести растянутой арматуры с учётом собственного веса плиты:
ΣΔspt = 21 + 1146 + 1916 = 15476 МПа > 100 МПа
Принимаем ΣΔspt = 1582
7 Расчет по образованию нормальных трещин.
В верхней зоне от усилия предварительного обжатия.
γ = 125 – для двутаврового симметричного сечения (по пособию жбк табл. 4.1) при
RbtserP= 1480 МПа – расчетное значение сопротивления бетона для предельных состояний второй группы для бетона B225 (Пособие по проектированию жбк без предв. напряж. табл. 2.1);
–сопротивление бетона растяжению в нижней части плиты
Т.к. то трещины не образуются.
В нижней зоне от эксплуатационных нагрузок.
где rв = 551 – сопротивление бетона растяжению в верхней части плиты.
Т.к. Mcrc = 44 кНм>Msermax = 4016 кНм – трещины не образуются.
8 Определение прогиба плиты.
Кривизна на участках без трещин в растянутой зоне:
= 0 – кривизна от кратковременного загружения;
– кривизна от продолжительного действия длительных нагрузок где
EB1 = EB1+ φBcr = 382001+16 = 14692;
– кривизна от непродолжительного действия усилия предварительного обжатия;
– прогиб вследствие ползучести и осадки.
= 55 – расчетный пролет плиты перекрытия.
Статический расчет рамы.
Расчет подобных многоэтажных рам сводится к расчету 3-х этажной и 3-х пролетной рамы которая делится на 3 отдельные рамы: 1 – рама верхнего этажа; 2 – среднего этажа; 3 – подвала. Производится расчёт наиболее нагруженной рамы подвала.
Рисунок 3 – Расчетная схема рамы и сочетания нагрузок
1. Сбор нагрузок на ригель
Полная расчетная нагрузка:
gпер = 434 кН – постоянная расчетная нагрузка на плиту (из таблицы)
Gриг = 90 кг – вес типового ригеля пролетом 12 м
f = 11 – коэффициент надежности по нагрузке.
gперser = 385 кН – постоянная нормативная нагрузка на плиту.
Временная нормативная:
vser= 5 кНм2 – временная нагрузка на перекрытие по заданию.
Длительная нормативная:
Расчётная временная:
Расчётная длительная:
2 Сбор нагрузок на колонну.
Нагрузка от перекрытий:
Площадь поперечного сечения колонны:
Материал колонны принимаем B20 Rb= 115 МПа = 0025;
Принимаем арматуру класса А400 с
Принимаем bxh = 60 x 60 = 3600 см2
Собственный вес колонны:
3 Определение геометрических характеристик элементов каркаса.
Рисунок 4 – Поперечные сечения: а – колонны; б – ригеля.
Площадь: A=bh+2b1h2+12b1h3=0308+20175011+120175045=0357 см2
Статический момент:
S=bhh2+2b1h2h3+h22+12b1h323h3=0308082 +20175011045+0112+12017504523045=0139
y=SA=01390357=0390 м
Iриг=bh312+bhy-h22+2b1h2312+b1h2y-h3-h222+b1h3336+12b1h3y-23h3=0308312+0308039-0822+
+20175011312+0175011 039-045-01122+0175045336+120175045039-23045=00214
iриг=Iригlриг=0021412=000178
iэткол=IколHэт=0010836=0003 м3iподкол=IколHпод=001083=00036 м3
Коэффициенты для статического расчета:
k1=EвколiэтколEврiриг=37000000337000000178=1685
k2=EвколiподколEврiриг=370000003637000000178=2022k3=iподколiэткол+iподкол=000360003+000148= 0804
И С Х О Д Н Ы Е Д А Н Н Ы Е
Коэффициенты: K1= 1685 K2= 2022 K3= 0804 K4= 0196
Высота колонны этажа Н= 36 м
Длина ригеля LR= 12 м. Высота колонны подвала HKP= 3 м
Р Е З У Л Ь Т А Т Ы Р А С Ч Е Т А
============================================================
Сочетание нагрузки 1+2 1+3 1+4
Данные для расчета по первой группе предельных состояний
( ригеля колонны и фундамента)
Полная расчетная нагрузка G= 3429 кНм V= 36 кНм
M(BA)= -1324.0 -681.1 kH*м
M(BA)max= 915.8 323.6 kH*м
Q(A)= 391.3 149.0 kH
Q(BA)= -612.0 -262.5 kH
M(BC)= -532.2 -960.7 kH*м
M(BC)max= 85.1 544.3 kH*м
Q(BC)= 205.7 501.7 kH
Колонна подвала. Изгибающие моменты и поперечная сила
MKPB= 488.0 -172.3 -71.2 kH*м
MKPH= -244.0 86.2 35.6 kH*м
QKP= 244.0 -86.2 -35.6 kH
Колонна первого этажа. Изгибающие моменты и поперечная сила
MK1= -305.0 107.7 -292.1 kH*м
QK1= -169.5 59.8 -81.1 kH
Данные для расчета колонны по 1-ой группе предельных состояний
Длительная расчетная нагрузка G= 34.29 кНм V= 36 кНм
MKPB= 381.0 -101.0 -59.9 kH*м
MKPH= -190.5 50.5 29.9 kH*м
QKP= 190.5 -50.5 -29.9 kH
Колонна первого этажа. Изгибающие моменты и поперечная сила
MK1= -238.1 63.1 -245.5 kH*м
QK1= -132.3 35.1 -68.2 kH
для расчета ригеля по 2-ой группе предельных состояний:
по образованию трещин а также для расчета основания фундамента
Полная нормативная нагрузка G= 30.6 кНм V= 41.1 кНм
M(BA)max= 784.4 290.9 kH*м
M(BC)max= 81.7 464.4 kH*м
MKPH= -206.1 69.1 30.5 kH*м
QKP= 206.1 -69.1 -30.5 kH
Данные для расчета ригеля по 2-ой группе предельных состояний:
по раскрытию трещин и деформациям
Длительная нормативная нагрузка G= 30.6 кНм V= 30 кНм
M(BA)max= 659.3 299.0 kH*м
M(BC)max= 103.7 383.1 kH*м ============================================================
Расчет крайнего ригеля.
Бетон В30 с Rb=17 МПа Rbt=115 МПа.
Напрягаемая арматура – А800
Для армирования опорной зоны; в качестве поперечной арматуры – А400:
Для армирования консольных свесов – В500:
2 Расчет по нормальным сечениям на действие изгибающих моментов
R = 081+ Rs700 = 081+ 415700 = 050 - для арматуры А800
Принимаем 4 32 А800 с .
На опоре момент действующий по грани колонны:
– для арматуры А400.
Принимаем 6 40 А400 с .
Расчет консольных свесов.
Расстояние от опорной реакции до грани ригеля:
Момент по грани колонны:
– опорная реакция плиты перекрытия.
Расчет арматуры производится на ширину плиты перекрытия.
Принимаем 3 В500 с шагом
3 Расчет по наклонным сечениям на действие поперечной силы.
Опорная реакция ригеля при вылете консоли :
– минимальные потери предварительного напряжения;
Проверка условий при которых поперечная арматура ставится конструктивно:
- поперечная сила воспринимаемая бетоном:
условие не выполняется следовательно поперечная арматура ставится по расчету.
Qb1 = 2Mq1 = 2 53536 0523 = 3347 кН
= G + V 2 = 34.29 + 36 2 = 5229 кНм = 0523 кНсм
5353675 - 5769 = 85073>= 3347 кН
qsw = Qp- Qbmin- 3h0 q115h0 = 5769-238-3750523 1575 = 197 кНм
Qsw = 075 qsw c0 = 075 197 130 = 19208
где с = bпл + bпл2 - 02 - 03 = 12 + 06 - 02 - 03 = 13 м – расстояние от опорной реакции до рассматриваемого сечения.
Окончательно принимаем арматуру 8 А400 с шагом S = 275 на приопорных участках l4 в средней части пролета шаг должен быть не более 500 мм и не более
Q' = 19208 Qb + Qsw = 238 + 2216 = 4596
4 Расчет обрыва опорной арматуры.
При сочетании 1+2 обрывают 50 % опорной арматуры 3 40 А400 с
Высота сжатой зоны: x = Rs AsRbb = 3553772530 = 1785 см
Предельный момент для оставшейся арматуры (3 40 А400):
Mпр = Rs As (h0 - 0.5 x) = 355 377 (75 - 05 1785) 10-3 = 8843 кНм
Точка обрыва y определяется из условия.
- 1324 + 612 y - (3429 - 36) y22 = - 8843
Решая квадратное уравнение находим y = 072. За точку обрыва стержни заводят на величину:
Q = -QBA1+2 + (G + V) y = 612 - (3429 + 36) 072 = 5614 – поперечная сила в точке обрыва; d = 4 см – диаметр обрываемых стержней;
w = 541712197 + 5 4 = 1575 см > 20 d = 20 4 = 80 см
Длина обрываемых стержней:
lобр = y + w - h02 - 2 015 = 072 + 158 - 052 - 2 015 = 175 м
При сочетании 1+3 обрывают оставшиеся стержни. К двум стержням встык привариваем 2 монтажных стержня 20 А400 с Аsтабл = 942 см2.
Высота сжатой зоны: x = Rs AsRbb = 3559422530 = 446 см.
Mпр = Rs As (h0 - 05 x) = 355 942 (75 - 05 446) 10-3 = 24335 кНм
-6811 + 2625 y - 3429 y22 = -24335.
Решая квадратное уравнение находим y = 190. За точку обрыва стержни заводят на величину:
Q = -QBA1+3 + G у = -2625 + 3429 19 = -19735 кН – поперечная сила в точке обрыва
qsw = 149 кНсм – интенсивность поперечного армирования
d = 19 см – диаметр обрываемых стержней
lобр = y + w - hk2 - 2 015 = 19 + 076 - 052 - 2 015 = 211 м
Расчет колонны подвала.
Бетон B30 с Rb = 17 МПа Rbt = 115 МПа Eb = 32500 МПа
Арматура: А400 с Rs=355 МПа Rsw=285 МПа
Сечение: b x h = 60 x 60 см.
Случайный эксцентриситет:
ea2 = h30= 6030= 2 см
ea3 = l0600 = 210600 = 035 см.
2 Расчет колонны по прочности.
Nmax1+4 = Nmax + Gкол = + 27918 = 654354 кН
Gкол = h b f (nэт Hэт + Hпод) = 06 06 25 11 1 (7 36 + 3) = 27918 кН
φ=φb+2αs φsb-φb=0537
где αs=RsRb=002535517=052
NlN=5333946543.54=082
Nl=Nmax1+4-crγfγnABnэт=654354-21216127=533394
φb=092; φsb=092 (по табл. 3.5 из Пособия по проектированию)
As+As'=65435410-092173600092355=2796см2
Расчет в плоскости рамы.
Для расчета рассмотрены 3 точки:
Рисунок 5 – Расчетная схема колонны и эпюра моментов
Вес колонны подвала: Gколподв=bhHподγжбγfγn=0606325121=324 кН
N31+2=Nmax1+4-12Vlриг=654354-123612=632754 кН
N11+2=N31+2-Gколподв=632754-324=629514кН
N2=N31+2-23Gколподв=629514-23324=627354кН
Ncr=2Ebbhl0h20125φl03+l+0175αh0-a'h2=31423250060603520125303+35+017500256221-460201=103236кН
φ α=EsEb=20000032500=62;
a'=4 см-защитный слой;
Для определения расчетной точки дальнейший расчет сводим в таблицу:
Принимаем 6 ∅ 25 A400 с Asтабл=2945см2≥As+As'
Поперечная арматура ∅6 A400 с S=15d=1525=375 мм
3 Расчет консоли колонны.
Длина площади опирания ригеля:
lоп=QpRbbкол=5769100751760=754 см
Принимаем lоп≥bриг=30 см
Рабочая высота консоли:
hоктр≥Qpl112Rbtbкол=576920101211560=3733
a = 20 см - расстояние от опорной реакции до грани колонны.
Рисунок 6 – Расчет консоли
Высота консоли: hк=hоктр+a=3733+3=4033см
Принимаем hк=45 см hкmin=45 см
Asтр=125Qpl109h0Rs=125576920100937355=122 см2
Принимаем 3 ∅ 25 А400 с Asтабл=1473см2
При h=45≤25l1=50см. Поперечная арматура в виде хомутов ∅ 6 А400 с шагом s=hк4=4504=1125 мм.
Проверяем прочность наклонных сечений по наклонной сжатой полосе:
Qp≤Rbbколlоп1+5αwsin2=1760301+554100200501=235773
sin2=h02h02+hоктр2=372372+37332=050 w=Aswbs=147360100=00246
Asw=1473 см2 α=EsEb=20000037000=541
Расчет фундамента под колонну.
Усилия действующие на фундамент:
1 Определение размеров фундамента.
Фундамент проектируется с подколонником стаканного типа и фундаментной плитой.
Hф=Hст+Hпл=065+03=095м
Окончательно принимаем Hф=15 м
Глубина заложения фундамента составит:
Hзал=Hф+015=15+015=165м
Aфтр=NserR0-γHзал=569004400-20165=1550м2
где Nser=Nmax1+4115=654354115=569004
Принимаем a=42 (кратно 300 мм). Принимаем размеры подколонника hп=bп=12 м.
2 Расчет на продавливание.
Высота плитной части из условия продавливания:
h0тр≥-14hп+bп+12NIRbt+PI=-1412+12+12629514900+37095=051 м
PI=Nmax1+4a2=654354422=37095 кПа
Принимаем высоту плитной части 60 см.
3 Проверка толщины фундаментной плиты исходя из прочности
Действующая поперечная сила
Q=Pbc=3709511235=45812кН
где P=PI- расчетное давление под подошвой фундамента
c=05a-hп-2h0=0542-12-20265=1235
h0=03-0035=0265м b=1м
Qbmin=05Rbtbh0=050910026501=119кНQ=45812 кН
Условие не выполняется увеличиваем толщину фундаментной плиты до 70 см принимаем ее двухступенчатой. Принимаем бетон B45.
Qbmin=05Rbtbh0=051510066501=49875 кН>Q=45812 кН
4 Расчет фундамента на скалывание.
Площади сечений фундамента плоскостями проходящими через ось колонны параллельно сторонам фундамента:
A1=0326+0318+1212-065 (Hст)+05208=17м2
Nmax1+4=654354 кН≤2RbA1=20752500123104=86250 кН
Условие выполняется.
5 Расчет прочности нормальных сечений.
Рисунок –7 Фундамент под колонну
ci-расстояние от края фундамента до рассматриваемого сечения.
M1=Pbc122=37095104522=3756 кНм
As1тр=M109h01Rs=1043310309665355=177 см2
M2=Pbс222=370.9511522=41732 кНм
As2тр=M209h02Rs=417321030986355=1519см2
M3=Pbс322=37095118522=63479 кНм
As3тр=M309h03Rs=6347910309176355=1129 см2
Принимаем 8 ∅ 16 А400 с s=125 мм Asтабл= 160 см2.
Расчет несущего простенка первого этажа.
Размеры оконных проемов H0=18 м B0=15 м. Простенка hпр=. Кладка из силикатного кирпича.
1 Сбор нагрузок на простенок.
Nкр=05gкрAB=055612=180 кН
Nпер=nэт-1QA1+2=7-13913=23478 кН
Nст=Fстстγкирγfγn=122405318111=128447кН
где Fст=6Hэтnэт-1+15-H0B0nэт-1=6367-1+15-1518(7-1)=1224
ст = 053 м- толщина стены с учетом слоя штукатурки
Nпр=Nкр+Nпер+Nст=180+23478+128447=381227 кН
2 Расчет сечений простенка 1-го этажа.
Расчетная длина простенка l0=Hэт=36 м
Упругая характеристика кладки α=500 при марке раствора не ниже М10 (4 табл. 5.14).
Нагрузка от перекрытия 2-го этажа QA1+2=3913 кН прикладывается от внутренней поверхности стены на расстоянии равном:
где aр=20 см длина заделки ригеля в стену.
Изгибающий момент от внутреннего приложения нагрузки в уровне перекрытия:
M=QA1+2hст 2-66=3813512-66=720657 кНсм
M1=MHэт- Hэт =72065736-0336=660602 кНсм
где = 36 - 08 - 15 - 1 = 03 м
e0=M1M=660602720657=092 см
Рисунок 8 – Сечение простенка и эпюра изгибающих моментов
Прочность кладки при внецентренном сжатии:
Rтр≥Nпрmqφ1hпрBпр=381227101 0835511501018 =214 МПа
mq=1 при hпр=51 см>30 см
=1+e0hпр=1+09251=1018145
φ1=φ+φc2=085+0822=0835
φ=085- коэффициент продольного изгиба при
λh=l0hпр=36051=706 α=500
φc=082 для сжатой части (по табл. 5.174) при
λhc=l0hc=3604916=732
hc=hст-2e0=51-2092=4916 см
Принимаем по Бедову А. И. таблица 3.6 марку кирпича М125 и раствора М50 для которых прочность кладки R~05Rтр=17МПа.
Rсм≥NсмdAсм=391310051256001638=637 МПа
где Nсм=QA1+2=3913 кН
=05 при треугольной эпюре давления от местной нагрузки
d=15-05=15-0505= 125 – для кладки из кирпича
Aсм=bригlопир=3020=600 см2- площадь смятия
Ap=lопирbриг+2hпр=2030+251=2640см2
=3ApAсм=32640600=1638
Rпр=17 МПаRсм=637 МПа
Условие прочности не выполняется. Необходимо устройство прогонной железобетонной подушки.
Aсм = 30 60 = 1800 см2 – площадь смятия
Aр = 30 (60 + 2 51) = 4860 см2 – расчетная площадь смятия
Rсм = NсмdAсм = 39131005125180014= 2 МПа
Подушки необходимо ставить под каждый ригель который опирается на кирпичную стену.
Список используемой литературы.
Проектирование железобетонных конструкций: справочное пособиеА.Б.Голышев В.Я. Бачинский и др.; под ред. А.Б. Голышева. – Киев: Будивельник 1990. – 554 с.
Жилые и общественные здания: Краткий справочник инженера-конструктора Ю.А. Дыховичного. – М.: Стройиздат 1991. – 656 с.

жбк Чертеж владимира Кушнира.dwg

рельс условно не показан
Материал колонны сталь С245
Сварку производить проволокой Св-08А ГОСТ 2246-70
Материал подкрановой балки сталь С255
Катет сварных швов 7мм кроме обозначенных
Все острые кромки металлических деталей притупить.
Схема поперечной рамы М 1:400
Схема связей по верхним поясам ферм М 1:600
Схема связей по нижним поясам ферм М 1:600
Класс бетона конструкций:
Способ натяжения арматуры- электротермический
Плита - В35 с R = 245 МПа
Ригель - В275 с R = 195 МПа
Предварительно напряженные конструкции:
КР.270800.62.16.44.04
Многоэтажное промышленное зданиеnс неполным железобетонным каркасом
КП"Железобетонные и каменные конструкции
Плита перекрытия ригель nколонна фундамент
Ведомость стержней на один элемент
nМногоэтажное промышленное здание nс неполным железобетонным каркасом
nКП "Железобетонные и каменные конструкции
Ведомость стержнейnна один элемент