Проектирование многоэтажного здания (работа 1)

1. Расчет многопустотной плиты перекрытия.

Составим расчетную схему плиты перекрытия:

ℓ= 4000мм ℓ – расстояние между осями колонн

ℓк = 4000-2×15=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 γ>f>	Расчетная кН/м2
Постоянная нагрузка:  вес ЖБК  пол деревянный  утеплитель  звукоизоляция Временная нагрузка: кратковременная  длительная 	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=17.25 1.6=27.6 кН/м²

Расчетная нагрузка:

Q=21.7091.6=34.734 кН/м²

1.2.2. Определение усилий.

М=qℓ²_>P>γ_>n>_> >34.734×3.85²×0.95

8 = 8 = 61137 Н/м

коэффициент запаса прочности γ_>n>=0.95

М^н= q×ℓ²_>P>×γ_>n>_> > 27.6×3.85²×0.95

8 = 8 = 48580 Н/м

Q^н= q×ℓ_>P>×γ_>n> = 27.6×3.85×0.95

2 2 = 50473 Н/м

Q= q×ℓ_>P>×γ_>n>_> >= 34.734×3.85×0.95 = 63519 Н/м

2 2

1.3 Определим размеры поперечного сечения панелей перекрытий:

панели рассчитываем как балку прямоугольного сечения с заданными размерами bh=1600220, 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

h_>1>=0.9d =14.3мм

h_>n> = h_>n>^'=hh_>1>/2=22-14.3/2=3.85мм(высота полки)

b_>n>^=1600215=1570

b = b_>n>^ nh_>1>= 1570714.3=149.6мм

h_>0 >= h ─ а = 22  3 = 19см

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

СНиПа);

МRв_>n>В_>n>h_>n>(h_>0>0.5h_>n>)=17.00.951573.85 (190.53.8) = 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:

_>м >= м = 61137 = 0.11

Rвв_>n>h_>0>²_>В> 17.015719²0.9

Х – высота сжатой зоны бетона

Х = ξ × h_>0>

ξ– коэффициент берется по таблице

ξ_>S> = 0.945

ξ = 0.104

Х = 0.104× 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>_> > ξ_>S>_> >× h_>0> 360 × 0.945 × 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  0.3  _>>_>e > _>be > _>b > b  h_>0>, где

_>>_>e>=1 для тяжелого бетона;

 =0.01 для тяжелых бетонов.

_>be>1   _>b > R_>b> = 1– 0.01× 0.9 × 17.0 = 1.51

45849 ≤ 0.3×1× 1.51×0.9×21.2×1900×17.0 = 118518

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

По она по расчету не требуется.

ℓ_>1>=h/2  шаг поперечной арматуры

ℓ_>1>= 220/2 = 110 мм

принимаем ℓ_>1>=100мм

ℓ_>2>=1/4ℓ , 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  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

_>b>_>2>=2; _>1>=0.4

R_>bt>  расчет напряжения на растяжение

R_>bt>=1.2 мПа для бетона класса В30:

М_>B>=_>b2>_>f> )  R_>bt > b  h²_>0>= 2 × (1+0.4)×1.2×21.2×19² =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 >× C_>0>

q_>SW>= R_>SW>×A_>SW>

S

R_>SW>_> >— расчетное сопротивление стали на растяжение

А_>SW> — площадь хомутов в одной плоскости

S — шаг поперечных стержней

q_>SW>_> >= 360 × 0.85 ×(100) = 30600 Н/м

0.1

С_>0>=√ M_>B> = √ 61137 = 1.41 м

q_>SW> 30600

Q_>SW> = q_>SW>×C_>0> = 30600 × 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 >× h² × b ×1.8

γ_>С> Еа × А_>С >× h²_>0> × R_>1ДЛ >

Еа_> >— модуль упругости стали (Е_>а>=2.1×10⁵мПа)

А_>S>=9.45см²

М_>ДЛ >= q × ℓ² × γ_>n> = 6.11 × 3.85²×0.95 = 10754Нм

8 8

Коэффициент по СНиПу = 1.7 по сетке 150×150

Для определения R_>ДЛ> найдем коэффициент армирования:

γ = (b΄_>n>–b)h_>n> = ( 157–14.69)× 3.8 = 1.96

b×h_>0> 14.69 × 19

Е_>b>— модуль тяжести бетона, равный 30000

μ×α = A_>S>×Eа = 9.45× 2.1 × 10⁵ = 2.37

b×h_>0>×E_>b> 14.69×19×30000

R_>1>_>ДЛ>=0.34; R_>2>_>ДЛ>=0.28

1 1 10754–0.28×22²×14.69×1.8 = 2.9 × 10^–5 см^–1

γ_>С> = 2.1×10⁵×9.45×19² × 0.34

ƒ_>max>= 5 × ℓ²_>P> = 5 × 3.85 × 2.9 × 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

ℓ_>01>= 0.7 × H=0.7× (3.5+0.6)=2.87 м, расчетная длина первого этажа

где Н– высота этажа; 0.7 – понижающий коэффициент;

Задаем сечение (колонну) равную

h_> >× b=35 × 35

h_>K> × b_>K>=35 × 35см=0.35 × 0.35м

ℓ = 4м; b = 6м; А_>ГР >= 4×6 =24м²

h_>Р >= b × 0.1 = 4×0.1=0.4м — высота ригеля;

b_>Р >= 0.4× h_>Р>=0.4×0.4 = 0.16м — ширина ригеля;

m_>P>= h_>P>_> >× b_>Р×>р = 0.4×0.16×2500= 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 γ>f>	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/м3×0.11м – пол деревянный 0.02×8 – утеплитель 0.06×5 – ригель –звукоизоляция 0.06×5 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	N>ДЛ>	N>КР>	N>ПОЛН>
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= ℓ_>0 > = 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 ℓ_>0>=3.22см, это меньше чем 20×h_>K>,

следовательно, расчет продольной арматуры в колонне вычисляем по формуле:

А_>S >= N – A_>B >× R_>b>×γ_>b>

φ × R_>S> R_>S>

φ=φ_>B>+2×(φ_>E >+φ_>B>)×α

φ_>E>_> > и φ_>В >– берем из таблицы

φ_>ℓ>=0.91

φ_>B>=0.915

α= μ× R_>S> = 0.01× 360 = 0.24

R_>B>×γ_>B > 17.0×0.9

N_>ДЛ>/N=2743/3504=0.78

ℓ_>0>/h=2.87/35=8.2

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

Проверяем коэффициент способности

N_>СЕЧ> = φ(R_>b>A_>B>×γ_>B>+A_>S>R_>S>)= 0.22(17.0×0.01×0.9+41.24×360)= 4997

Проверяем процентное расхождение оно должно быть не больше 10%

N = 4997000 – 3504000 × 100% = 4.2 %

3504000

4.2 %<5 % — условие выполняется

A_>S>_> >= 3504000 17.0×0.9

0.9×360×100 35×35× 360 = 41.24см²

Возьмем пять стержней диаметром 32 мм,

A_>S >= 42.02см

М = А_>S> = 42.02 × 100% = 3.40%

A_>БЕТ > 1225

2.3 Расчет колонны второго этажа.

N= 2850 кН;

ℓ_>01>= 2.87 м

Определим гибкость колонны:

λ= ℓ_>0> = 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 ℓ_>0>=287см, это меньше чем 20×h_>К>, следовательно расчет продольной арматуры в колонне вычисляем по формуле:

A_>S >= N R_>b>× γ_>В>

φ×R_>S> A_>B> × R_>S>

φ= φ_>В>+2 × (φ_>Е>_> >– φ_>B>)×α

α= М×R_>S> = 0.01× 360 = 0.23

R_>B>×γ_>B>_> > _> >17.0×0.9

φ_>E > и φ_>В> – берем из таблицы

N_>ДЛ>/N = 2235/2850 = 0.82

ℓ_>0>/h = 287/35=8.2

φ_>E >= 0.91

φ_>B> = 0.915

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

А_>S>_> >= 285000 35×35 × 17.0×0.9 = 43.26 см²

0.9×360×100 360

Возьмем семь стержней диаметром 28мм,

А_>S>_> >= 43.20см

М = А_>S> = 43.20 × 100%= 3.3%

A_>БЕТ > 1225

Проверка экономии:

N_>C>_>ЕЧ >= φ× (R_>В>×γ_>Β>×A_>БЕТ> +A_>S>×R_>S>) = 0.87×(17.0×0.9×1225×100+43.20×360×100)=2983621 кН

Проверяем процентное расхождение

2983621 – 2850000 × 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>=N_>2>=2852 кН из расчета местного сжатия стык должен удовлетворять условие :

N ≤ R_>ПР>×F_>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

С_>1 >= C _>2 >= b_>K> = 350 = 117мм

3 3_> >

Принимаем прокладку 117×117×5мм.

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_>C>_>Т >= N_>Ш> + Nп

Определим усилие, которые могут воспринимать сварные швы

N_>Ш >= N_>СТ >× F_>Ш >

F_>K>

F_>Ш >– площадь по контакту сварного шва;

F_>K> – площадь контакта;

F_>K>_> >= F_>Ш >+ F_>П>

F= 2 × 2.5 × δ × (h_>1>+в_>1>–5δ)=2 × 2.5 × 1.4 × (35 + 35–5 × 1.4) = 504 см²

F_>П >= (C_>1>+3δ) × (C_>2>+3δ ) = (11.7+3×1.4) × (11.7+3 × 1.4) = 252.81см²

F_>K >= 504+252.81= 756.81см²

N_>Ш >= (2850×504) / 756.81 = 1897 кН

N_>П >= N_>C>_>Т >–N_>Ш >= 2850–1897 = 953 кН

Находим требуемую толщину сварочного шва, по контуру торцевых листов

ℓ_>Ш >= 4 × (b_>1>–1) = 4 × (35–1) = 136см

h^треб_>ш >= N_>Ш> = 1897000 = 0.66см

ℓ_>Ш >× R^СВ 136 × 210 × (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 Ø 6мм, класс А-III, ячейки сетки 50×50, шаг сетки 60мм. Тогда для квадратной сетки будут формулы:

1) Коэффициент насыщения сетками:

M^C_>K> = 2×f_>a > = 2×0.283 = 0.023

а×S 4×6

f_>a>_> >— площадь 1-ого арматурного стержня

а — количество сеток

2. Коэффициент

α_>C>= M^C_>K>× R_>a> = 0.23×360 = 5.7

R_>b>× m _>b > 17.0×0.85

Коэффициент эффективности армирования

К = 5 + α_>С> = 5 + 5.7 = 1.12

1 + 1.5α_>С> 1 + 8.55

N_>СТ >≤ R_>ПР>×F_>CМ>

R_>ПР>=R_>b>×m_>b>×γ_>b>+k×M^C_>K>×R_>a>×γ_>K>

γb= ³√ F_>К> = ³√ 1225 = 1.26

F_>СМ> 756.81

γ_>К>= 4.5 – 3.5 × F_>CM> = 4.5 – 3.5 × 756.81 = 1.55

F_>Я> 900

R_>ПР>=17.0× 0.85 ×1.26 + 1.12 × 0.023 × 360 ×1.55 = 2617 мПа

2850 ≤ 2617× 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= q×ℓ = 22.396 ×4 × 6 = 268.75 кH

2 2

Определим линейный вылет консоли:

ℓ_>КН> = Q = 223960 = 9.6 см

b_>P>_> >× R_>b>_> >× m_>b> 16 × 17.0 × (100) × 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  ℓ_>КН>=15см

ℓ_>КН>=15см (округлили)

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

Q ≤ 1.25 × К_>3 >× K_>4 >× R_>bt >× b_>k >× h²_>0>

а

а ― приведенная длина консоли

h_>0 >≤ Q

2.5 × R_>bt>_> >× b_>К >× γ_>b>_> >— максимальная высота колонны

h_>0 >≤ Q

2.5 × R_>bt>_> >× b_>К >× γ_>b>_> >— максимальная высота колонны

h_>0 >≥√ Q× a минимальная высота

1.25×K_>3>×K_>4>×R_>bt>×b_>K>×γ_>b>

а=b_>K> Q = 15 223960 = 22.14 см

2×b_>K>×R_>b>×m_>b> 2 × 35×17.0× (100)×0.85

h_{>0 MAX} >≤ 223960 = 24 см

2.5 ×1.2 × (100)×5 × 0.85

h_{>0 MIN} >=√ 223960×22.14 = 18 см

1.25×1.2×1×1.2(100)×3.5×0.85

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

h_>1>=h–ℓ_>К>×tgα = 25– 15× 1=10см

h_>1> > ⅓ h

10 > 8.3 условие выполняется

2.6 Расчет армирования консоли.

Определяем расчетный изгибающий момент:

М=1.25 × Q × (b_>K>– Q )= 1.25×Q× a= 1.25 × 223960 × 22.14 = 61.98 к

2 × b × Rb × m _>b>

Определим коэффициент A_>O> :

А_>0> = М = 6198093 = 0.12

R_>b>_> >× m_>b> × b_>K> × h²_>0> 17.0 × 0.85 × 35 ×32² ×100

h_>0> = h – 3 = 35 – 3 = 32 см

ξ = 0.94

η = 0.113

Определяем сечение необходимой продольной арматуры :

F = M = 6198093 = 2.55 см²

η × h_>0> × R_>S >0.113×32 × 360 × 100

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

F_>a> = 0.002 × b_>K> × h_>0> = 0.002 × 35 × 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

b×h = 35×35

Определим нормативную нагрузку на фундамент по формуле :

N^H = N_>1> = 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

R_>0> – γ_>СР> × h_>ƒ> 0.5 ×10⁶ – 20 × 10³× 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> = N_>1> = 3504_> > 481.3 кН/м²

F_>Ф> 7.28

σ — напряжение в основании фундамента от расчетной нагрузки

h_{>0 MIN}> = ½ × √ N_>1 > h_>K> + b_>K >

0.75 × R_>bt> × σ_>TP> 4

h_{>0 MIN}> = ½ × √ 2916_> > 0.35 +0.35 = 2.25 см_> >

0.75 × 1.3 × 1000 × 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 × h_>K> + 25 = 1.5 × 35 + 25 = 77.5 см

h_{>0 MIN}> = ½ × √ N_>1 > h_>K> + b_>K >

0.75 × R_>bt> × σ_>TP> 4

h_{>0 MIN}> = ½ × √ 2916_> > 0.35 +0.35 = 2.25 см_> >

0.75 × 1.3 × 1000 × 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 × h_>K> + 25 = 1.5 × 35 + 25 = 77.5 см

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

Н_>3> = 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 :

h_>02> = 0.5 × σ_>ГР> × (а – h_>K> – 2 × h_>0>) = 0.5 × 48.13 × (250 – 35 – 2×94 ) = 6.04 см

√ 2×R_>bt>×σ_>ГР >√2×1.2 × 48.13 × (100)

h_>1>= 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 × R_>bt> × h_>0> × b_>CP>

b_>CP> — среднее арифметическое между периметром верхнего и нижнего основания пирамиды продавливания в пределах h_>0>

b_>СР> = 4× (h_>К> +h_>0>) = 4 × (35 +94)= 516 cм

P = N_>1> – F_>ОСН> × σ_>ГР> = 3504 × 10³ – 49.7 × 10³ × 48.13 = 111.2 кН

0.75 × 1.2 × (100) × 94 × 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 × Р × (а–а_>1>)² × b = 0.125×111.2×(2.5– 1.7)² × 2.4 = 5337 кН

M_>II> = 0.125 × Р × (а–а_>2>)² × b = 3755 кН

М_>III> =0.125 × Р × (а–а_>3>)² × b = 1425 кН

Определим необходимое количество арматуры в сечении фундамента :

F_>aℓ> = М_>I> = 5337 = 17.52 см²

0.9 × h ×R_>S> 0.9 × 0.94 × 360

F_>a>_>ℓ >= М_>II>_> >= 3755 = 12.32 см²

0.9 × h × R_>S> 0.9 ×0.94 × 360

F_>aℓ> = М_>III> = 1425 = 4.72 см²

0.9×h_>0>×R_>S> 0.9 × 0.94 × 360 _> >

Проверяем коэффициент армирования (не менее 0.1%)

M_>1> = 17.52 × 100 % = 0.53%

35 × 94

M_>1> = 12.32 × 100 % = 0.37%

35 × 94

M_>1> = 4.72 × 100 % = 0.14%

35 × 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