Прочность наклонной полосы на сжатие обеспечена.2.3.8 Расчет прочности на действие поперечной силы по наклонному сечениюОпределяем усилие в поперечных стержнях на единицу длины элемента: = 285*150,9/200 = 215,03 Н/мм.Проверяем соблюдение условия:; = 215,03 Н/мм > 0,25*0,9*1,05*250 = 59,06 Н/мм –условие выполняется, поперечные стержни могут полностью учитываться в расчете.Определяем момент, воспринимаемый бетоном: = 1,5*0,9*1,05*10^3*0,25*0,44^2 = 68,61 кН*м. Определим длину проекции невыгоднейшего наклонного сечения : = (68,61/49,56)^0,5 = 1,71; = 2*0,44/(1-0,5*215,03/(0,9*1,05*10^3*0,25)) = 1,61;1,71> 1,61; = 1,71 м; = 3*0,44 = 1,32 м < = 1,71 м.Окончательно, принимаем = 1,32 м.В случаях, когда >, значение принимают равным но не более .Длину проекции наклонной трещины принимают равной но не более = 0,44*2 = 0,88 м. Принимаем = 1,28 м. Тогда: = 0,75*215,03*1,28 = 206,43кН.Определим поперечную силу, воспринимаемую бетоном: = 2,5*0,9*1,05*10^3*0,25*0,44 = 259,88 кН; = 68,61/1,28 = 53,60 кН; = 0,5*0,9*1,05*10^3*0,25*0,44 = 51,98кН.Принимаем = 53,60кН.Расчет изгибаемых элементов по наклонному сечению производят из условия где – поперечная сила в наклонном сечении с длиной проекции . При вертикальной нагрузке, приложенной к верхней грани элемента, значение принимается в нормальном сечении, проходящем на расстоянии от опоры, при этом следует учитывать возможность отсутствия временной нагрузки на приопорном участке длиной : = 125,94-33,16*1,28 = 83,5кН.Имеем: = 53,60+206,43 = 260,03> = 83,5 кН,т.е. прочность наклонных сечений у опорыВ и С на расстоянии = 5350/4 = 1337,5 мм от опор обеспечена при поперечных стержнях 8 мм из арматуры класса А400 с шагом = 200 мм.В средней части пролета: = 125,94-49,56*5,35/4 = 59,65кН.Длина проекции невыгоднейшего наклонного сечения: = 1,71 м > = 1,32 м, принимаем = 1,32 м.Определяем поперечную силу, воспринимаемую бетоном ( = 68,61): = 259,88 кН; = 68,61/1,32 = 51,98 кН; = 51,98кН.Принимаем = 51,98кН.Полученное значение = 51,98 кН< = 59,65 кН, т.е. поперечная сила не может быть воспринята только бетоном. Поэтому предусматриваем установку поперечной арматуры с шагом не более: = 0,5*440 = 220 мм; 300 мм.Кроме того, в соответствии с п. 3.35 [3], шаг хомутов, учитываемых в расчете: = 1,05*10^3*0,9*0,25*0,44^2/59,65 = 0,767 м = 767 мм.Шаг поперечных стержней принимаем равным = 200 мм: = 285*150,9/200 = 215,03 кН/м.Проверяем соблюдение условия:; = 215,03 кН/м > 59,06 Н/мм –условие выполняется, хомуты могут полностью учитываться в расчете.Определим длину проекции невыгоднейшего наклонного сечения : = 1,71 м; = 1,32 м; = 2*0,44/(1-0,5*215,03/(0,9*1,05*10^3*0,25)) = 1,61;1,71 > 1,61; = 1,32 м < = 1,71 м.Окончательно, принимаем = 1,32 м.Длину проекции наклонной трещины принимают равной но не более = 1,28 м. Принимаем = 1,28 м. Тогда: = 0,75*215,03*1,28 = 206,43кН.Определяем поперечную силу, воспринимаемую бетоном ( = 68,61): = 259,88 кН; = 68,61/1,28 = 53,60 кН; = 51,98кН.Принимаем = 51,98 кН.Имеем: = 200,86+51,98 = 252,84> = 59,65 кН,т.е. прочность наклонных сечений в средней части пролетов между опорами обеспечена при поперечных стержнях 8 мм из арматуры класса А400 с шагом = 200 мм.2.3.9 Расчет прочности на действие момента по наклонному сечениюНа средних опорахВ и С концы стержней неразрезного ригеля приварены к надежно заанкерованным деталям, поэтому расчет прочности наклонных сечений на действие момента не производим.2.4 Расчет кирпичного столба2.4.1 Задание на проектированиеТребуется рассчитать промежуточную колонну двухэтажного производственного здания с жесткой конструктивной схемой и сеткой колонн = 5,6х6,1 м.Ригели перекрытия размещены поперек здания и вместе с колоннами образуют рамные узлы. Здание имеет неполный железобетонный каркас, и концы ригелей крайних пролетов свободно опираются на наружные продольные кирпичные стены, на которые также передается нагрузка от покрытия. Высота первого и последующих этажей – 3,2 м. Нагрузки на 1 м2от междуэтажного перекрытия и на 1 м ригеля приняты по данным таблицы (Таблица 1).Для изготовления колонны назначаем бетон класса В20(Rb=13,0МПа;Rbt=1,1МПа;γb1=0,9; Eb=27500 МПа) и продольную рабочую арматуру из стали класса А400(Rs=Rsс=355 МПа, ES=200000 МПа).2.4.2 Сбор нагрузок на столбПоперечный и продольный шаги столбов соответственно равныl1 = 5,6 м,l2 = 6,1 м. Высота столба в пределах этажа Н=Hэт = 3,2 м. Количество этажей–2.Столб выкладывается из обыкновенного глиняного кирпича пластического прессования с объемным весом=1800 кг/м3. Расчетное сопротивление сжатию кладки из кирпича М150 и раствора М75 составляет R = 2,0 МПа (20 кгс/см2) (согласно табл. 2 СНиП II-22-81 Каменные и армокаменные конструкции).Принимаем наименьшее сечение столба (в верхних этажах) 51х 51см. Поскольку наименьший размер столба 51 см > 30 см, принимаем mg = 1 и расчетные нагрузки на столб определяем без учета влияния длительного действия нагрузки на несущую способность элемента.Грузовая площадь составит: = 5,6*6,1 = 34,2 м2.Постоянная нагрузка на колонну:– от перекрытия одного этажа с учетомγn=0,95: = 4,82*34,2*0,95 = 156,6 кН,где = 4,82 кН (Таблица 1);– от собственной массы ригеля: = 5,23*5,6 = 29,29 кН, где: =5,23(см. П.4.2.)– временная длительная: = 1,932*34,2*0,95 = 62,77кН.Итого: = 156,6+29,29+62,77 = 248,66кН.Постоянная нагрузка с одного перекрытия:248,66*1 = 248,66кН.Временная кратковременная нагрузка на колонну от перекрытия одного этажа с коэффициентом γn=0,95: = 0,897*34,2*0,95 = 29,14кН.Временная кратковременная нагрузка с трех перекрытий:29,14*1 = 29,14кН.В расчетах использованы значения нагрузки: = 1,932 кН и = 0,897 кН (Таблица 1).Итоговая нагрузка: = 248,66+29,14 = 277,8кН.2.4.3 Расчет столба первого этажа с сетчатым армированиемРасчет столба производим по сечению на уровне пола 1-го этажа (ниже расположен подвал и поэтому при расчете учитываю только 2 междуэтажных перекрытия). Расчетная продольная сила в расчетном сечении с учетом собственного веса столба в размере 5% от полной нагрузки равна: = 277,8*1,05 = 291,69 кН = 29169 кг.Ориентировочные размеры сетчато-армированного столба определим по формуле:Принимая , и кг/см2, получим: = 29169/(0,9*36*1) = 900,28см2.Принимаем размеры сечения сетчато-армированного столба 51 х 51 см. Площадь сечения кладки А = 2601 см2. Упругую характеристику армированной кладки определим по формуле:,гдеRu– временное сопротивление сжатию кладки, Ru = kR;Rsku– временное сопротивление сжатию армированной кладки:,где – процент армирования кладки;Rsn– нормативное сопротивление арматуры в армированной кладке, принимаемое для арматуры класса А-1 в соответствии с главой СНиП «Бетонные и железобетонные конструкции» согласно п.3.20 СНиПП-22-81.Для кладки из всех видов кирпича коэффициент k = 2, поэтому:Ru =  = 2*20 = 40 кг/см2.Вычисление процента армирования :,гдеVs– объем арматуры; Vk– объем кладки.Согласно СНиП П-22-81 «Каменные и армокаменные конструкции» процент армирования кладки сетчатой арматурой при центральном сжатии не должен превышать определенного по формуле:, т.о. ,гдеRs– расчетное сопротивление растяжению арматурной стали (таб. 22* СНиП 2.03.01-84*), взятое с учетом коэффициента условий работы  согласно п.3.19 СНиП П-22-81.Для квадратной сетки:,где Аst– сечение проволоки (арматуры);с – размер ячейки сетки;s –шаг установки сеток по высоте.Задаемся процентом армирования = 0,45%. При таких условиях:кг/см2;Расчетная высота элемента (столба):l0 = Hэт-hпер = 3,2-0,22-0,5 = 2,48 м. Наименьший размер сечения армированного столбаh = 51 см. При таких условиях гибкость столба прямоугольного сплошного сечения равна: = 248/51 = 4,86.Коэффициент продольного изгиба при = 649,4 и = 4,86 равен  = 0,963. Определяем необходимое расчетное сопротивление сжатию сетчато-армированного столба:; = 29169/(0,963*2601*1) = 11,65кг/см2.Примем Rsk=25 кг/см2 2R=36 кг/см2.Необходимый процент армирования найдем из формулы:, откуда%Применим квадратную сетку. Задаемся диаметром стержней сеток  5мм с площадью сечения Аst = 0,196 см2 и размером ячеек сеток 6 х 6 см. Определим шаг сеток по высоте:смПринимаем шаг сетки по высотеS = рядов кладки, что больше 5 рядов, следовательно, изменяем шаг сетки и принимаем его 9 х 9 смсмПринимаем шаг сетки по высотеS = ряда кладки, что меньше 5 рядов.2.5 Расчет фундмента2.5.1Исходные данныеПоперечное сечение колонны, заделанной в стакан фундамента, принято размерами 510х510 мм, колонна выполнена в виде кирпичного столба.Требуется запроектировать фундамент, глубина заложения подошвы которого составляет 1,4м, из бетона класса В20(Rb=13,8МПа;Rbt=1,1МПа;Eb=27500 МПа), арматура класса А400 ( = 355 МПа). Расчетное сопротивление грунта основания = 0,19 МПа. Под подошвой фундамента предусматривается бетонная подготовка.Отношение длительной и кратковременной нагрузки: = 248,66/277,8 = 0,895<0,9, принимаем = 1,0.При расчете по второй группе предельных состояний: = 277,8/1,17 = 237,44 кН,где 1,17 – усредненный коэффициент надежности по нагрузке ; = 277,8 кН – расчетная нагрузка по первой группе предельных состояний.2.5.2 Определение размеров фундаментаНеобходимая площадь подошвы фундамента под колонну при расчетном сопротивлении грунта в основании (по заданию) = 0,4 МПа, отметке подошвы фундамента Н = 1,4 м и усредненной плотности массы фундамента и грунта на его обрезах =20кН/м3: = 237,44/(0,19*1000-20*1,4) = 0,64 м2.Размеры сторон квадратного в плане фундамента: = 0,64^0,5 = 0,8 м.Принимаем кратно 0,3 м, т.е. 0,9 м.С учетом размеров подколонника принимаем размер подошвы фундамента 1,8 м.Реактивное давление грунта на подошву фундамента от расчетных нагрузок, если принять распределение его по подошве равномерным будет: = 237,44/1,8^2 = 73,3 кПа < = 190кПа.Расчетная высота сечения фундамента из условия обеспечения его прочности против продавливания колонной с размерами 51x51 см определяется из формулы (3.177) п. 3.84 [4]:где – периметр контура расчетного поперечного сечения на расстоянии 0,5h0 от границы площадки опирания сосредоточенной силы F (колоны).Тогда:= -0,5*0,51+0,5*(237,44/(1,1*1000+73,3))^0,5 =-0,03<0.Принимаем = 300 мм.Полная высота фундамента стаканного типа с толщиной защитного слоя бетона = 40 мм при наличии бетонной подготовки в основании (см. табл. 5.1 [4]) и предполагаемом диаметре стержней арматуры d = 20 мм: = 300+40+1,5*20 = 370 мм.Необходимая высота фундамента из условия обеспечения заделки колонны в стакане фундамента: = 510+250 = 760 мм.Принимаем двухступенчатый фундамент = 800 мм с высотой ступеней по 400 мм. Расчетная высота фундамента: = 800-40-1,5*20 = 730 мм.Расчетная высота нижней ступени: = 400-40-1,5*25 = 323 мм (Рис. 6).Рис. . 2.5.3 Проверка прочности нижней ступени против продавливанияПродавливающая сила принимается за вычетом нагрузок, приложенных к противоположной грани плиты в пределах площади с размерами, превышающими размеры площадки опирання на во всех направлениях) и определяется по формуле: = 237,44-73,3*(1,2+2*0,323^2) = 134,19кН.Периметр контура расчетного поперечного сечения на расстоянии от границы площадки опирания верхней ступени фундамента: = 4*(1,2+0,323) = 6,09 м.Имеем: = 1,1*1000*6,09*0,323 = 2163,78 кН,т.е. прочность нижней ступени против продавливания обеспечена с большим запасом.2.5.4 Расчет плиты фундамента на изгибИзгибающие моменты от реактивного давления грунта в сечениях по граням колонны и уступов фундамента: = 0,125*73,3*1,8*(1,8-0,51)^2 = 27,45 кН*м; = 0,125*73,3*1,8*(1,8-1,2)^2 = 5,94 кН*м.Необходимая площадь продольной арматуры класса А400 у подошвы фундамента в продольном и поперечном направлениях определяется по приближенной формуле по максимальному моменту: = 27,45*10^6/355/0,9/730 = 118 мм2;Принимаем конструктивно сварную сетку из стержней 10 мм с шагом 250 мм в обоих направлениях:810 А400 с = 8*78,5 = 628мм2> = 118 мм2.Фундаменты с арматурой класса А400, расположенные выше или ниже уровня грунтовых вод, подлежат расчету на образование трещин (в данном проекте этот расчет не производится).Список литературыСНиП 52-01-2003. Бетонные и железобетонные конструкции. Основные положения. М., «ГУП НИИЖБ» Госстрой России, 2004СНиП 2.01.07-85*. Нагрузки и воздействия. Минстрой России. М.: ГУП ЦПП, 2009СП 52-101-2003. Бетонные и железобетонные конструкции без предварительного напряжения арматуры. М., «ГУП НИИЖБ» Госстроя России, 2004Пособие по проектированию бетонных и железобетонных конструкций из тяжелого бетона без предварительного напряжения арматуры (к СП 52-101-2003). ЦНИИПромзданий, НИИЖБ – М.:ОАО «ЦНИИПромзданий», 2005Пособие по проектированию предварительно напряженных железобетонных конструкций из тяжелых и легких бетонов (к СНиП 2.03.01.-84).Ч.-2.М.: ЦИТП, 1986.Справочник проектировщика промышленных, жилых и общественных зданий и сооружений. Расчетно-теоретический. В 2х кн. Кн.1. Под ред. А.А.Уманского. 2-е изд., перераб. и доп. – М.: Стройиздат, 1972.Байков В.Н., Сигалов Э.Е. Железобетонные конструкции (общий курс). М.:СИ, 1991Бондаренко В.М., Суворкин Д.Г. Железобетонные и каменные конструкции – М., 1987.