1. Расчет многопустотной плиты перекрытия.

Составим расчетную схему плиты перекрытия:

ℓ= 4000мм ℓ – расстояние между осями колонн

ℓк = 4000-2Ч15=3970мм ℓ_К– конструктивная длина элемента

ℓр = 3970-120=3850мм ℓр– расчетная размер элемента

1. Сбор нагрузок на панель перекрытия.

Вид нагрузки	Нормативная кН\м2	Коэффициент запаса прочности γf	Расчетная кН/м2
Постоянная нагрузка: - вес ЖБК - пол деревянный - утеплитель - звукоизоляция Временная нагрузка: -кратковременная - длительная S	2.75 0.16 1.04 0.3 1.5 11.5 17.25	1.1 1.1 1.2 1.2 1.2 1.3	3.025 1.176 1.248 0.36 0.36 1.95 21.709

1.2 Определение нагрузок и усилий.

1.2.1 Определение нагрузок, действующих на 1 погонный метр.

Полная нормативная нагрузка:

q^н=17.25ґ 1.6=27.6 кН/м²

Расчетная нагрузка:

Q=21.709ґ1.6=34.734 кН/м²

1.2.2. Определение усилий.

М=qґℓ²_Pґγ_n 34.734Ч3.85²Ч0.95

8 = 8 = 61137 Н/м

коэффициент запаса прочности γ_n=0.95

М^н= qЧℓ²_PЧγ_n 27.6Ч3.85²Ч0.95

8 = 8 = 48580 Н/м

Q^н= qЧℓ_PЧγ_n = 27.6Ч3.85Ч0.95

2 2 = 50473 Н/м

Q= qЧℓ_PЧγ_n = 34.734Ч3.85Ч0.95 = 63519 Н/м

2 2

1.3 Определим размеры поперечного сечения панелей перекрытий:

панели рассчитываем как балку прямоугольного сечения с заданными размерами bґh=1600ґ220, проектируем панель восьми пустотную при расчете поперечного сечения пустотной плиты приводим к эквивалентному двутавру, для этого заменяем площадь круглых пустот прямоугольниками той же площади и моментом инерции точек

h₁=0.9d =14.3мм

h_n = h_n^'=h-h₁/2=22-14.3/2=3.85мм(высота полки)

b_n^ў=1600-2ґ15=1570

b = b_n^ў- nґh₁= 1570-7ґ14.3=149.6мм

h₀ = h ─ а = 22 - 3 = 19см

Бетон В30: коэффициент по классу бетона Rв=17.0мПа (значение взято из

СНиПа);

М[RвY_nВ_nh_n(h₀20.5h_n)=17.030.95315733.85 (1920.533.8) = 16692

М = 61137

61137< 166927

1 .4 Расчет плиты по нормальному сечению к продольной оси элемента:

Для определения нижней границы сжимаемой толщи бетона. Находим

коэффициент:

a_м = м = 61137 = 0.11

Rвґвў_nґh₀²ґg_В 17.0ґ157ґ19²ґ0.9

Х – высота сжатой зоны бетона

Х = ξ Ч h₀

ξ– коэффициент берется по таблице

ξ_S = 0.945

ξ = 0.104

Х = 0.104Ч 19 = 2.66

Х = 2.66 < 3.85

Так как нижняя граница в сжимаемой толще бетона проходит в полке, то двутавр рассматриваем как прямоугольную.

Определяем площадь рабочей продольной арматуры по формуле

R_S = 360 мПа (значение коэффициента взято из СНиПа для стали класса А-III )

А_S = М = 61137 = 9.45 см²

R_S ґ ξ_S Ч h₀ 360 Ч 0.945 Ч 19

Возьмем 4 стержня арматуры диаметром 18мм, класса А-III

1.5 Расчет плиты по наклонному сечению продольной оси элемента

Проверяем прочность по наклонной сжатой зоны бетона, по условию :

Q Ј 0.3 ґ g_we ґ g_be ґ g_b ґ b ґ h₀, где

g_we=1- для тяжелого бетона;

b =0.01- для тяжелых бетонов.

g_be=1-b ґ g _b ґ R_b = 1– 0.01Ч 0.9 Ч 17.0 = 1.51

45849 ≤ 0.3Ч1Ч 1.51Ч0.9Ч21.2Ч1900Ч17.0 = 118518

50473 ≤ 118518— условие прочности выполняется, прочность бетона обеспечена.

По она по расчету не требуется.

ℓ₁=h/2 - шаг поперечной арматуры

ℓ₁= 220/2 = 110 мм

принимаем ℓ₁=100мм

ℓ₂=1/4ґℓ , в остальных принимаем шаг 500мм.

Этот шаг устанавливается на механизм поперечной действующей силы на опорах.

перечную арматуру усматриваем из конструктивных соображений, так как

=1/4 - эту арматуру принимаем класса АI (гладкую) с диаметром d=6мм.

Прочность элемента по наклонному сечению на действие поперечной силы обеспечиваем условием:

Q Ј Q_В+Q_SW

Q- поперечная сила воспринимаемая бетоном сжатой силой;

Q_SW - сумма осевых усилий в поперечных стержнях, пересекаемых наклонным сечением;

Q - поперечная сила в вершине наклонного сечения от действия опорной реакции и нагрузки;

Q_B=М_B/с

g_b2=2; g₁=0.4

R_bt - расчет напряжения на растяжение

R_bt=1.2 мПа для бетона класса В30:

М_B=g_b2ґ(1+g_f ) ґ R_bt ґ b ґ h²₀= 2 Ч (1+0.4)Ч1.2Ч21.2Ч19² =25714

С=√М_В = √ 25714 = 2.7

q 34.73

Q_B = 25714/2.7 = 95237

R_SW = 360 мПа (по СНиПу) расчетное сопротивление на растяжение

Q_SW= q_SW Ч C₀

q_SW= R_SWЧA_SW

S

R_SW — расчетное сопротивление стали на растяжение

А_SW — площадь хомутов в одной плоскости

S — шаг поперечных стержней

q_SW = 360 Ч 0.85 Ч(100) = 30600 Н/м

0.1

С₀=√ M_B = √ 61137 = 1.41 м

q_SW 30600

Q_SW = q_SWЧC₀ = 30600 Ч 1.41 = 43146 кН — условие прочности элемента по наклонному сечению выполняется.

Q ≤ Q_B+Q_SW

63519 ≤ 95237 + 43146

63519 ≤ 138383 — условие прочности выполняется, сечение подобрано правильно

1.6 Расчет панели перекрытия по прогибам

Прогиб в элементе должен удовлетворять условию:

ƒ_max=[ƒ]

ƒ – предельно допустимый прогиб

ƒ = 2 (для 4 метров )

1 кривизна панели в середине пролета

γ_С

1 = 1 М_ДЛ – R_2ДЛ Ч h² Ч b Ч1.8

γ_С Еа Ч А_С Ч h²₀ Ч R_1ДЛ

Еа — модуль упругости стали (Е_а=2.1Ч10⁵мПа)

А_S=9.45см²

М_ДЛ = q Ч ℓ² Ч γ_n = 6.11 Ч 3.85²Ч0.95 = 10754Нм

8 8

Коэффициент по СНиПу = 1.7 по сетке 150Ч150

Для определения R_ДЛ найдем коэффициент армирования:

γ = (b΄_n–b)h_n = ( 157–14.69)Ч 3.8 = 1.96

bЧh₀ 14.69 Ч 19

Е_b— модуль тяжести бетона, равный 30000

μЧα = A_SЧEа = 9.45Ч 2.1 Ч 10⁵ = 2.37

bЧh₀ЧE_b 14.69Ч19Ч30000

R_1ДЛ=0.34; R_2ДЛ=0.28

1 1 10754–0.28Ч22²Ч14.69Ч1.8 = 2.9 Ч 10^–5 см^–1

γ_С = 2.1Ч10⁵Ч9.45Ч19² Ч 0.34

ƒ_max= 5 Ч ℓ²_P = 5 Ч 3.85 Ч 2.9 Ч 10^–5= 1.16см

48 γC 48

ƒ_max ≤ 3 – условие прочности выполняется

2.Расчет монолитной центрально нагруженной.

2.1.Сбор нагрузок на колонны.

Колонны предназначены для поддержания железобетонного перекрытия. Будучи жестко связанными с главными балками, они фактически представляют собой стойки рамной конструкции. Поэтому в них в общем случае возникают сжимающие усилия, изгибающие моменты и поперечные силы.

Грузовая площадь

ℓ₀₁= 0.7 Ч H=0.7Ч (3.5+0.6)=2.87 м, расчетная длина первого этажа

где Н– высота этажа; 0.7 – понижающий коэффициент;

Задаем сечение (колонну) равную

h Ч b=35 Ч 35

h_K Ч b_K=35 Ч 35см=0.35 Ч 0.35м

ℓ = 4м; b = 6м; А_ГР = 4Ч6 =24м²

h_Р = b Ч 0.1 = 4Ч0.1=0.4м — высота ригеля;

b_Р = 0.4Ч h_Р=0.4Ч0.4 = 0.16м — ширина ригеля;

m_P= h_P Ч b_РЧр = 0.4Ч0.16Ч2500= 160 кг — масса на один погонный метр;

М = 160/6= 60кг — на один квадратный метр;

Вид нагрузки	Нормативная нагрузка, qН кН/м	Коэффициент запаса прочности γf	Расчетная нагрузка q, кН/м2
Нагрузка от покрытия: 1.Постоянная: - рулонный ковер из трех слоев рубероида - цементная стяжка - утеплитель - паризол - панель ЖБ перекрытия - ригель Σ 2.Временная: – кратковременная – длительная Полная нагрузка от покрытия II.Нагрузка от перекрытия 1.Постоянная: -собственный вес ЖБ конструкций 25кН/м3Ч0.11м – пол деревянный 0.02Ч8 – утеплитель 0.06Ч5 – ригель –звукоизоляция 0.06Ч5 Σ 2.Временная: – длительнодействующая – в том числе кратковременно действующая Σ Всего перекрытия	0.12 0.4 0.48 0.04 2.75 0.625 qН=4.415 0.7 0.3 5.415 2.75 0.16 1.04 0.625 0.3 qН=4.875 11.5 1.5 qН=13 17.875	1.2 1.3 1.2 1.2 1.1 1.1 1.4 1.4 1.1 1.1 1.2 1.1 1.2 1.3 1.3	0.144 0.52 0.576 0.048 3.025 0.687 q=5 0.98 0.42 6.4 3.025 0.176 1.248 0.687 0.36 q=5.496 14.95 1.95 q=16.9 22.396

Этажи	От перекрытия и покрытия		Собственный вес колонны	Расчетная суммарная нагрузка
	Длительная	Кратковременная		NДЛ	NКР	NПОЛН
4 3 2 1	1171 1659 2147 2635	325 470 615 760	52 70 88 104	1223 1729 2235 2743	325 470 615 760	1549 2200 2850 3504

Расчет нагрузки колонны

Подсчет расчетной нагрузки на колонну.

2.2 Расчет колонны первого этажа

N=3504кН; ℓ ₀₁=2.87

Определим гибкость колонны.

λ= ℓ₀ = 2.87 =8.2см

h_K 35

8.2>4 значит, при расчете необходимо учитывать случайный эксцентриситет

ℓ_СЛ = h_К = 35 =1.16см

30 30

ℓ/600 = 287/600 = 0.48

ℓ_СЛ≥ℓ/600
1.16 ≥ 0.48

Принимаем наибольшее, если=1.16см.

Рассчитанная длинна колонны ℓ₀=3.22см, это меньше чем 20Чh_K,

следовательно, расчет продольной арматуры в колонне вычисляем по формуле:

А_S = N – A_B Ч R_bЧγ_b

φ Ч R_S R_S

φ=φ_B+2Ч(φ_E +φ_B)Чα

φ_E и φ_В – берем из таблицы

φ_ℓ=0.91

φ_B=0.915

α= μЧ R_S = 0.01Ч 360 = 0.24

R_BЧγ_B 17.0Ч0.9

N_ДЛ/N=2743/3504=0.78

ℓ₀/h=2.87/35=8.2

φ= 0.915 + (0.91– 0.915) Ч 0.24 = 0.22

Проверяем коэффициент способности

N_СЕЧ = φ(R_bA_BЧγ_B+A_SR_S)= 0.22(17.0Ч0.01Ч0.9+41.24Ч360)= 4997

Проверяем процентное расхождение оно должно быть не больше 10%

N = 4997000 – 3504000 Ч 100% = 4.2 %

3504000

4.2 %<5 % — условие выполняется

A_S = 3504000 17.0Ч0.9

0.9Ч360Ч100 35Ч35Ч 360 = 41.24см²

Возьмем пять стержней диаметром 32 мм,

A_S = 42.02см

М = А_S = 42.02 Ч 100% = 3.40%

A_БЕТ 1225

2.3 Расчет колонны второго этажа.

N= 2850 кН;

ℓ₀₁= 2.87 м

Определим гибкость колонны:

λ= ℓ₀ = 287 = 8.2см 9.2>4 – значит при расчете необходимо

h_K 35 учитывать случайный эксцентриситет

ℓ_СЛ = h_K/30=35/30=1.16см

ℓ_СЛ ≥ ℓ = 287 = 0.47

600 600

ℓ — высота колонны

Принимаем наибольшее, значение если =1.16см

Рассчитанная длина колонны ℓ₀=287см, это меньше чем 20Чh_К, следовательно расчет продольной арматуры в колонне вычисляем по формуле:

A_S = N R_bЧ γ_В

φЧR_S A_B Ч R_S

φ= φ_В+2 Ч (φ_Е – φ_B)Чα

α= МЧR_S = 0.01Ч 360 = 0.23

R_BЧγ_B 17.0Ч0.9

φ_E и φ_В – берем из таблицы

N_ДЛ/N = 2235/2850 = 0.82

ℓ₀/h = 287/35=8.2

φ_E = 0.91

φ_B = 0.915

φ= 0.915 + (0.91– 0.915) Ч 0.22 = 0.20

А_S = 285000 35Ч35 Ч 17.0Ч0.9 = 43.26 см²

0.9Ч360Ч100 360

Возьмем семь стержней диаметром 28мм,

А_S = 43.20см

М = А_S = 43.20 Ч 100%= 3.3%

A_БЕТ 1225

Проверка экономии:

N_CЕЧ = φЧ (R_ВЧγ_ΒЧA_БЕТ +A_SЧR_S) = 0.87Ч(17.0Ч0.9Ч1225Ч100+43.20Ч360Ч100)=2983621 кН

Проверяем процентное расхождение

2983621 – 2850000 Ч 100% = 4.6%

2850000

4.6% < 5% условие выполняется

2.4Расчет монтажного стыка колонны.

Стык рассчитывается между первыми и вторыми этажами. Колонны стыкуются сваркой стальных торцевых листов, между которыми при монтаже вставляют центрирующую прокладку толщиной 5мм. Расчетные усилия в стыке принимаем по нагрузке второго этажа N_СТ=N₂=2852 кН из расчета местного сжатия стык должен удовлетворять условие :

N ≤ R_ПРЧF_СМ

R_ПР – приведенная призменная площадь бетона;

F_СМ – площадь смятия или площадь контакта

Для колонны второго этажа колонна имеет наклонную 4 диаметром 20мм, бетон В30 т.к продольные арматуры обрываются в зоне стыка то требуется усиление концов колон сварными поперечными сетками. Проектируем сетку из стали АIII.Сварку торцевых листов производим электродами марки Э-42,

R_СВАРКИ =210мПа

Назначаем размеры центрирующей прокладки

С₁ = C ₂ = b_K = 350 = 117мм

3 3

Принимаем прокладку 117Ч117Ч5мм.

Размеры торцевых листов:

b=h=b–20=330мм

Усилие в стыке передается через сварные швы по периметру торцевых листов и центрирующую прокладку. Толщина опорной пластины δ=14мм.

N_CТ = N_Ш + Nп

Определим усилие, которые могут воспринимать сварные швы

N_Ш = N_СТ Ч F_Ш

F_K

F_Ш – площадь по контакту сварного шва;

F_K – площадь контакта;

F_K = F_Ш + F_П

F= 2 Ч 2.5 Ч δ Ч (h₁+в₁–5δ)=2 Ч 2.5 Ч 1.4 Ч (35 + 35–5 Ч 1.4) = 504 см²

F_П = (C₁+3δ) Ч (C₂+3δ ) = (11.7+3Ч1.4) Ч (11.7+3 Ч 1.4) = 252.81см²

F_K = 504+252.81= 756.81см²

N_Ш = (2850Ч504) / 756.81 = 1897 кН

N_П = N_CТ –N_Ш = 2850–1897 = 953 кН

Находим требуемую толщину сварочного шва, по контуру торцевых листов

ℓ_Ш = 4 Ч (b₁–1) = 4 Ч (35–1) = 136см

h^треб_ш = N_Ш = 1897000 = 0.66см

ℓ_Ш Ч R^СВ 136 Ч 210 Ч (100)

Принимаем толщину сварного шва 7мм.. Определим шаг и сечение сварных сеток в торце колонны под центральной прокладкой. По конструктивным соображениям у торцов колонны устраивают не менее 4-х сеток по длине не менее 10d (d ― диаметр рабочих продольных стрежней), при этом шаг сеток должен быть не менее 60мм и не более 1/3 размера меньшей стороны сечения и не более 150см.

Размер ячейки сетки рекомендуется принимать в пределах от 45–150 и не болей 1/4 меньшей стороны сечения элемента.

Из стержней Ш 6мм, класс А-III, ячейки сетки 50Ч50, шаг сетки 60мм. Тогда для квадратной сетки будут формулы:

1) Коэффициент насыщения сетками:

M^C_K = 2Чf_a = 2Ч0.283 = 0.023

аЧS 4Ч6

f_a — площадь 1-ого арматурного стержня

а — количество сеток

2. Коэффициент

α_C= M^C_KЧ R_a = 0.23Ч360 = 5.7

R_bЧ m _b 17.0Ч0.85

Коэффициент эффективности армирования

К = 5 + α_С = 5 + 5.7 = 1.12

1 + 1.5α_С 1 + 8.55

N_СТ ≤ R_ПРЧF_CМ

R_ПР=R_bЧm_bЧγ_b+kЧM^C_KЧR_aЧγ_K

γb= ³√ F_К = ³√ 1225 = 1.26

F_СМ 756.81

γ_К= 4.5 – 3.5 Ч F_CM = 4.5 – 3.5 Ч 756.81 = 1.55

F_Я 900

R_ПР=17.0Ч 0.85 Ч1.26 + 1.12 Ч 0.023 Ч 360 Ч1.55 = 2617 мПа

2850 ≤ 2617Ч 756.81 кН

2850 кН ≤ 1980571 кН

2.5Расчет консоли колонны.

Опирание ригеля происходит на железобетонную колонну, она считается короткой если ее вылет равен не более 0.9 рабочий высоты сечения консоли на грани с колонной. Действующая на консоль опорная реакция ригеля воспринимается бетонным сечением консоли и определяется по расчету.

Q= qЧℓ = 22.396 Ч4 Ч 6 = 268.75 кH

2 2

Определим линейный вылет консоли:

ℓ_КН = Q = 223960 = 9.6 см

b_P Ч R_b Ч m_b 16 Ч 17.0 Ч (100) Ч 0.85

С учетом величины зазора между торцом ригеля и граней колонны равняется 5см,

ℓ_К=ℓ_КН + 5= 9.6+ 5=14.6 ― должно быть кратным 5 Ю ℓ_КН=15см

ℓ_КН=15см (округлили)

Высоту сечения консоли находим по сечению проходящему по грани колонны из условия:

Q ≤ 1.25 Ч К₃ Ч K₄ Ч R_bt Ч b_k Ч h²₀

а

а ― приведенная длина консоли

h₀ ≤ Q

2.5 Ч R_bt Ч b_К Ч γ_b — максимальная высота колонны

h₀ ≤ Q

2.5 Ч R_bt Ч b_К Ч γ_b — максимальная высота колонны

h₀ ≥√ QЧ a минимальная высота

1.25ЧK₃ЧK₄ЧR_btЧb_KЧγ_b

а=b_K Q = 15 223960 = 22.14 см

2Чb_KЧR_bЧm_b 2 Ч 35Ч17.0Ч (100)Ч0.85

h_{0 MAX} ≤ 223960 = 24 см

2.5 Ч1.2 Ч (100)Ч5 Ч 0.85

h_{0 MIN} =√ 223960Ч22.14 = 18 см

1.25Ч1.2Ч1Ч1.2(100)Ч3.5Ч0.85

Принимаем высоту h = 25см ― высота консоли. Определяем высоту уступа свободного конца консоли, если нижняя грань наклонена под углом 45°

h₁=h–ℓ_КЧtgα = 25– 15Ч 1=10см

h₁ > ⅓ h

10 > 8.3 условие выполняется

2.6 Расчет армирования консоли.

Определяем расчетный изгибающий момент:

М=1.25 Ч Q Ч (b_K– Q )= 1.25ЧQЧ a= 1.25 Ч 223960 Ч 22.14 = 61.98 к

2 Ч b Ч Rb Ч m _b

Определим коэффициент A_O :

А₀ = М = 6198093 = 0.12

R_b Ч m_b Ч b_K Ч h²₀ 17.0 Ч 0.85 Ч 35 Ч32² Ч100

h₀ = h – 3 = 35 – 3 = 32 см

ξ = 0.94

η = 0.113

Определяем сечение необходимой продольной арматуры :

F = M = 6198093 = 2.55 см²

η Ч h₀ Ч R_S 0.113Ч32 Ч 360 Ч 100

Принимаем 4 стержня арматуры диаметром 9 мм. Назначаем отогнутую арматуру :

F_a = 0.002 Ч b_K Ч h₀ = 0.002 Ч 35 Ч 32 = 2.24 см²

Определяем арматуру F_a = 2.24 см² — 8стержня диаметром 6 мм

Принимаем хомуты из стали A–III, диаметром 6 мм, шаг хомутов назначаем 5 см.

3. Расчет монолитного центрально нагруженного фундамента

Расчетная нагрузка на фундамент первого этажа :

∑ N_1ЭТАЖА =3504 кН

bЧh = 35Ч35

Определим нормативную нагрузку на фундамент по формуле :

N^H = N₁ = 3504/1.2 = 2950 кН

h_СР

где h_СР — средний коэффициент нагрузки

Определяем требуемую площадь фундамента

F^TP_Ф = N^H = 2950000 = 7.28 м²

R₀ – γ_СР Ч h_ƒ 0.5 Ч10⁶ – 20 Ч 10³Ч 2

γ_СР — средний удельный вес материала фундамента и грунта на его уступах равен: 20кН/м³

а_{СТОРОНА ФУНДАМЕНТА} =√F^СР_Ф = √ 7.28 = 2.453 м = (2.5 м ) так как фундамент центрально нагруженный, принимаем его в квадратном плане, округляем до 2.5 м

Вычисляем наименьшую высоту фундамента из условий продавливания его колонной по поверхности пирамиды продавливания, при действии расчетной нагрузки :

Наименьшая высота фундамента:

σ_ГР = N₁ = 3504 481.3 кН/м²

F_Ф 7.28

σ — напряжение в основании фундамента от расчетной нагрузки

h_{0 MIN} = Ѕ Ч √ N₁ h_K + b_K

0.75 Ч R_bt Ч σ_TP 4

h_{0 MIN} = Ѕ Ч √ 2916 0.35 +0.35 = 2.25 см

0.75 Ч 1.3 Ч 1000 Ч 506.3 4

М_{0 MIN} = h_{0 MIN} + a3 = 2.25 + 0.04 = 2.29 м

Высота фундамента из условий заделки колонны :

H = 1.5 Ч h_K + 25 = 1.5 Ч 35 + 25 = 77.5 см

h_{0 MIN} = Ѕ Ч √ N₁ h_K + b_K

0.75 Ч R_bt Ч σ_TP 4

h_{0 MIN} = Ѕ Ч √ 2916 0.35 +0.35 = 2.25 см

0.75 Ч 1.3 Ч 1000 Ч 506.3 4

М_{0 MIN} = h_{0 MIN} + a3 = 2.25 + 0.04 = 2.29 м

Высота фундамента из условий заделки колонны :

H = 1.5 Ч h_K + 25 = 1.5 Ч 35 + 25 = 77.5 см

Из конструктивных соображений, из условий жесткого защемления колонны в стакане высоту фундамента принимаем :

Н₃ = h_СТ + 20 = 77.5 + 20 = 97.5 см — высота фундамента.

При высоте фундамента менее 980 мм принимаем 3 ступени назначаем из условия обеспечения бетона достаточной прочности по поперечной силе.

Определяем рабочую высоту первой ступени по формуле :

h₀₂ = 0.5 Ч σ_ГР Ч (а – h_K – 2 Ч h₀) = 0.5 Ч 48.13 Ч (250 – 35 – 2Ч94 ) = 6.04 см

√ 2ЧR_btЧσ_ГР √2Ч1.2 Ч 48.13 Ч (100)

h₁= 26.04 + 4 = 30.04 см

Из конструктивных соображений принимаем высоту 300 м. Размеры второй и последующей ступени определяем, чтобы не произошло пересечение ступеней пирамиды продавливания.

Проверяем прочность фундамента на продавливание на поверхности пирамиды.

Р ≤ 0.75 Ч R_bt Ч h₀ Ч b_CP

b_CP — среднее арифметическое между периметром верхнего и нижнего основания пирамиды продавливания в пределах h₀

b_СР = 4Ч (h_К +h₀) = 4 Ч (35 +94)= 516 cм

P = N₁ – F_ОСН Ч σ_ГР = 3504 Ч 10³ – 49.7 Ч 10³ Ч 48.13 = 111.2 кН

0.75 Ч 1.2 Ч (100) Ч 94 Ч 516 = 4365.1 кН.

Расчет арматуры фундамента. При расчете арматуры в фундаменте за расчетный момент принимаем изгибающий момент по сечением соответствующим уступам фундамента.

M_I = 0.125 Ч Р Ч (а–а₁)² Ч b = 0.125Ч111.2Ч(2.5– 1.7)² Ч 2.4 = 5337 кН

M_II = 0.125 Ч Р Ч (а–а₂)² Ч b = 3755 кН

М_III =0.125 Ч Р Ч (а–а₃)² Ч b = 1425 кН

Определим необходимое количество арматуры в сечении фундамента :

F_aℓ = М_I = 5337 = 17.52 см²

0.9 Ч h ЧR_S 0.9 Ч 0.94 Ч 360

F_aℓ = М_II = 3755 = 12.32 см²

0.9 Ч h Ч R_S 0.9 Ч0.94 Ч 360

F_aℓ = М_III = 1425 = 4.72 см²

0.9Чh₀ЧR_S 0.9 Ч 0.94 Ч 360

Проверяем коэффициент армирования (не менее 0.1%)

M₁ = 17.52 Ч 100 % = 0.53%

35 Ч 94

M₁ = 12.32 Ч 100 % = 0.37%

35 Ч 94

M₁ = 4.72 Ч 100 % = 0.14%

35 Ч 94

Верхнею ступень армируем конструктивно-горизонтальной сеткой из арматуры диаметром 8мм, класса А-I, устанавливаем через каждые 150 мм по высоте. Нижнею ступень армируем по стандартным нормам