1. Расчет многопустотной плиты перекрытия.
Составим расчетную схему плиты перекрытия:
ℓ= 4000мм ℓ – расстояние между осями колонн
ℓк = 4000-2×15=3970мм ℓК
– конструктивная длина элемента
ℓр = 3970-120=3850мм ℓр– расчетная размер элемента
1.1 Сбор нагрузок на панель перекрытия.
| Вид нагрузки | Нормативная кНм2
|
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:
qн
=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
´γn
34.734×3.852
×0.95
8 = 8 = 61137 Н/м
коэффициент запаса прочности γn
=0.95
Мн
= q×ℓ2
P
×γn
27.6×3.852
×0.95
8 = 8 = 48580 Н/м
Qн
= q×ℓP
×γn
= 27.6×3.85×0.95
2 2 = 50473 Н/м
Q= q×ℓP
×γn
= 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
h1
=0.9d =14.3мм
hn
= hn
'
=h-h1
/2=22-14.3/2=3.85мм(высота полки)
bn
¢
=1600-2´15=1570
b = bn
¢
-n´h1
= 1570-7´14.3=149.6мм
h0
= h ─ а = 22 - 3 = 19см
Бетон В30: коэффициент по классу бетона Rв=17.0мПа (значение взято из
СНиПа);
М[RвYn
Вn
hn
(h0
20.5hn
)=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:
aм
= м = 61137 = 0.11
Rв´в¢n
´h0
2
´gВ
17.0´157´192
´0.9
Х – высота сжатой зоны бетона
Х = ξ × h0
ξ– коэффициент берется по таблице
ξS
= 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
RS
= 360 мПа (значение коэффициента взято из СНиПа для стали класса А-III )
АS
= М = 61137 = 9.45 см2
RS
´ξS
× h0
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 ´gw
e
´gbe
´gb
´ b ´ h0
, где
gw
e
=1- для тяжелого бетона;
b =0.01- для тяжелых бетонов.
gbe
=1-b´gb
´ Rb
= 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.
ℓ1
=h/2 - шаг поперечной арматуры
ℓ1
= 220/2 = 110 мм
принимаем ℓ1
=100мм
ℓ2
=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£QВ
+QSW
Q- поперечная сила воспринимаемая бетоном сжатой силой;
QSW
- сумма осевых усилий в поперечных стержнях, пересекаемых наклонным сечением;
Q- поперечная сила в вершине наклонного сечения от действия опорной реакции и нагрузки;
QB
=МB
/с
gb
2
=2; g1
=0.4
Rbt
- расчет напряжения на растяжение
Rbt
=1.2 мПа для бетона класса В30:
МB
=gb2
´(1+gf
) ´ Rbt
´ b ´ h2
0
= 2 × (1+0.4)×1.2×21.2×192
=25714
С=√МВ
= √ 25714 = 2.7
q 34.73
QB
= 25714/2.7 = 95237
RSW
= 360 мПа (по СНиПу) расчетное сопротивление на растяжение
QSW
= qSW
× C0
qSW
= RSW
×ASW
S
RSW
— расчетное сопротивление стали на растяжение
АSW
— площадь хомутов в одной плоскости
S — шаг поперечных стержней
qSW
= 360 × 0.85 ×(100) = 30600 Н/м
0.1
С0
=√ MB
= √ 61137 = 1.41 м
qSW
30600
QSW
= qSW
×C0
= 30600 × 1.41 = 43146 кН — условие прочности элемента по наклонному сечению выполняется.
Q ≤ QB
+QSW
63519 ≤ 95237 + 43146
63519 ≤ 138383 — условие прочности выполняется, сечение подобрано правильно
1.6 Расчет панели перекрытия по прогибам
Прогиб в элементе должен удовлетворять условию:
ƒmax
=[ƒ]
ƒ – предельно допустимый прогиб
ƒ = 2 (для 4 метров )
1 кривизна панели в середине пролета
γС
1 = 1 МДЛ
– R2ДЛ
× h2
× b ×1.8
γС
Еа × АС
× h2
0
× R1ДЛ
Еа— модуль упругости стали (Еа
=2.1×105
мПа)
АS
=9.45см2
МДЛ
= q × ℓ2
× γn
= 6.11 × 3.852
×0.95 = 10754Нм
8 8
Коэффициент по СНиПу = 1.7 по сетке 150×150
Для определения RДЛ
найдем коэффициент армирования:
γ = (b΄n
–b)hn
= ( 157–14.69)× 3.8 = 1.96
b×h0
14.69 × 19
Еb
— модуль тяжести бетона, равный 30000
μ×α = AS
×Eа = 9.45× 2.1 × 105
= 2.37
b×h0
×Eb
14.69×19×30000
R1
ДЛ
=0.34; R2
ДЛ
=0.28
1 1 10754–0.28×222
×14.69×1.8 = 2.9 × 10–5
см–1
γС
= 2.1×105
×9.45×192
× 0.34
ƒmax
= 5 × ℓ2
P
= 5 × 3.85 × 2.9 × 10–5
= 1.16см
48 γC 48
ƒmax
≤ 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 × 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
hK
× bK
=35 × 35см=0.35 × 0.35м
ℓ = 4м; b = 6м; АГР
= 4×6 =24м2
hР
= b × 0.1 = 4×0.1=0.4м — высота ригеля;
bР
= 0.4× hР
=0.4×0.4 = 0.16м — ширина ригеля;
mP
= hP
× bР×
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 γf
|
Расчетная нагрузка q, кН/м2
|
I. 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
– 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
0.7 0.3 5.415 2.75 0.16 1.04 0.625 0.3 qН
11.5 1.5 qН
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 |
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
hK
35
8.2>4 значит, при расчете необходимо учитывать случайный эксцентриситет
ℓСЛ
= hК
= 35 =1.16см
30 30
ℓ/600 = 287/600 = 0.48
ℓСЛ
≥ℓ/6001.16 ≥ 0.48
Принимаем наибольшее, если=1.16см.
Рассчитанная длинна колонны ℓ0
=3.22см, это меньше чем 20×hK
,
следовательно, расчет продольной арматуры в колонне вычисляем по формуле:
АS
= N – AB
× Rb
×γb
φ × RS
RS
φ=φB
+2×(φE
+φB
)×α
φE
и φВ
– берем из таблицы
φℓ
=0.91
φB
=0.915
α= μ× RS
= 0.01× 360 = 0.24
RB
×γB
17.0×0.9
NДЛ
/N=2743/3504=0.78
ℓ0
/h=2.87/35=8.2
φ= 0.915 + (0.91– 0.915) × 0.24 = 0.22
Проверяем коэффициент способности
NСЕЧ
= φ(Rb
AB
×γB
+AS
RS
)= 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
AS
= 3504000 17.0&t
0.9×360×100 35×35× 360 = 41.24см2
Возьмем пять стержней диаметром 32 мм,
AS
= 42.02см
М = АS
= 42.02 × 100% = 3.40%
AБЕТ
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
hK
35 учитывать случайный эксцентриситет
ℓСЛ
= hK
/30=35/30=1.16см
ℓСЛ
≥ ℓ = 287 = 0.47
600 600
ℓ — высота колонны
Принимаем наибольшее, значение если =1.16см
Рассчитанная длина колонны ℓ0
=287см, это меньше чем 20×hК
, следовательно расчет продольной арматуры в колонне вычисляем по формуле:
AS
= N Rb
× γВ
φ×RS
AB
× RS
φ= φВ
+2 × (φЕ
– φB
)×α
α= М×RS
= 0.01× 360 = 0.23
RB
×γB
17.0×0.9
φE
и φВ
– берем из таблицы
NДЛ
/N = 2235/2850 = 0.82
ℓ0
/h = 287/35=8.2
φE
= 0.91
φB
= 0.915
φ= 0.915 + (0.91– 0.915) × 0.22 = 0.20
АS
= 285000 35×35 × 17.0×0.9 = 43.26 см2
0.9×360×100 360
Возьмем семь стержней диаметром 28мм,
АS
= 43.20см
М = АS
= 43.20 × 100%= 3.3%
AБЕТ
1225
Проверка экономии:
NC
ЕЧ
= φ× (RВ
×γΒ
×AБЕТ
+AS
×RS
) = 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 NСТ
=N2
=2852 кН из расчета местного сжатия стык должен удовлетворять условие :
N ≤ RПР
×FСМ
RПР
– приведенная призменная площадь бетона;
FСМ
– 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,
RСВАРКИ
=210мПа
Назначаем размеры центрирующей прокладки
С1
= C 2
= bK
= 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.
NC
Т
= NШ
+ Nп
Определим усилие, которые могут воспринимать сварные швы
NШ
= NСТ
× FШ
FK
FШ
– площадь по контакту сварного шва;
FK
– площадь контакта;
FK
= FШ
+ FП
F= 2 × 2.5 × δ × (h1
+в1
–5δ)=2 × 2.5 × 1.4 × (35 + 35–5 × 1.4) = 504 см2
FП
= (C1
+3δ) × (C2
+3δ ) = (11.7+3×1.4) × (11.7+3 × 1.4) = 252.81см2
FK
= 504+252.81= 756.81см2
NШ
= (2850×504) / 756.81 = 1897 кН
NП
= NC
Т
–NШ
= 2850–1897 = 953 кН
Находим требуемую толщину сварочного шва, по контуру торцевых листов
ℓШ
= 4 × (b1
–1) = 4 × (35–1) = 136см
hтреб
ш
= NШ
= 1897000 = 0.66см
ℓШ
× RСВ
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:
MC
K
= 2×fa
= 2×0.283 = 0.023
а×S 4×6
fa
— площадь 1-ого арматурного стержня
а — количество сеток
2) Коэффициент
αC
= MC
K
× Ra
= 0.23×360 = 5.7
Rb
× m b
17.0×0.85
Коэффициент эффективности армирования
К = 5 + αС
= 5 + 5.7 = 1.12
1 + 1.5αС
1 + 8.55
NСТ
≤ RПР
×FCМ
RПР
=Rb
×mb
×γb
+k×MC
K
×Ra
×γK
γb= 3
√ FК
= 3
√ 1225 = 1.26
FСМ
756.81
γК
= 4.5 – 3.5 × FCM
= 4.5 – 3.5 × 756.81 = 1.55
FЯ
900
RПР
=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:
ℓКН
= Q = 223960 = 9.6 см
bP
× Rb
× mb
16 × 17.0 × (100) × 0.85
С учетом величины зазора между торцом ригеля и граней колонны равняется 5см,
ℓК
=ℓКН
+ 5= 9.6+ 5=14.6 ― должно быть кратным 5 Þ ℓКН
=15см
ℓКН
=15см (округлили)
Высоту сечения консоли находим по сечению проходящему по грани колонны из условия:
Q ≤ 1.25 × К3
× K4
× Rbt
× bk
× h2
0
а
а ― приведенная длина консоли
h0
≤ Q
2.5 × Rbt
× bК
× γb
— максимальная высота колонны
h0
≤ Q
2.5 × Rbt
× bК
× γb
— максимальная высота колонны
h0
≥√ Q× a минимальная высота
1.25×K3
×K4
×Rbt
×bK
×γb
а=bK
Q = 15 223960 = 22.14 см
2×bK
×Rb
×mb
2 × 35×17.0× (100)×0.85
h0 MAX
≤ 223960 = 24 см
2.5 ×1.2 × (100)×5 × 0.85
h0 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°
h1
=h–ℓК
×tgα = 25– 15× 1=10см
h1
> ⅓ h
10 > 8.3 условие выполняется
2.6 Расчет армирования консоли.
Определяем расчетный изгибающий момент:
М=1.25 × Q × (bK
– Q )= 1.25×Q× a= 1.25 × 223960 × 22.14 = 61.98 к
2 × b × Rb × m b
Определим коэффициент AO
:
А0
= М = 6198093 = 0.12
Rb
× mb
× bK
× h2
0
17.0 × 0.85 × 35 ×322
×100
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 × h0
× RS
0.113×32 × 360 × 100
Принимаем 4 стержня арматуры диаметром 9 мм. Назначаем отогнутую арматуру :
Fa
= 0.002 × bK
× h0
= 0.002 × 35 × 32 = 2.24 см2
Определяем арматуру Fa
= 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 :
∑ N1ЭТАЖА
=3504 кН
b×h = 35×35
Определим нормативную нагрузку на фундамент по формуле :
NH
= N1
= 3504/1.2 = 2950 кН
hСР
где hСР
— средний коэффициент нагрузки
Определяем требуемую площадь фундамента
FTP
Ф
= NH
= 2950000 = 7.28 м2
R0
– γСР
× hƒ
0.5 ×106
– 20 × 103
× 2
γСР
— средний удельный вес материала фундамента и грунта на его уступах равен: 20кН/м3
аСТОРОНА ФУНДАМЕНТА
=√FСР
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:
σГР
= N1
= 3504 481.3 кН/м2
FФ
7.28
σ — напряжение в основании фундамента от расчетной нагрузки
h0 MIN
= ½ × √ N1
hK
+ bK
0.75 × Rbt
× σTP
4
h0 MIN
= ½ × √ 2916 0.35 +0.35 = 2.25 см
0.75 × 1.3 × 1000 × 506.3 4
М0 MIN
= h0 MIN
+ a3 = 2.25 + 0.04 = 2.29 м
Высота фундамента из условий заделки колонны :
H = 1.5 × hK
+ 25 = 1.5 × 35 + 25 = 77.5 см
h0 MIN
= ½ × √ N1
hK
+ bK
0.75 × Rbt
× σTP
4
h0 MIN
= ½ × √ 2916 0.35 +0.35 = 2.25 см
0.75 × 1.3 × 1000 × 506.3 4
М0 MIN
= h0 MIN
+ a3 = 2.25 + 0.04 = 2.29 м
Высота фундамента из условий заделки колонны :
H = 1.5 × hK
+ 25 = 1.5 × 35 + 25 = 77.5 см
Из конструктивных соображений, из условий жесткого защемления колонны в стакане высоту фундамента принимаем :
Н3
= hСТ
+ 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 × σГР
× (а – hK
– 2 × h0
) = 0.5 × 48.13 × (250 – 35 – 2×94 ) = 6.04 см
√ 2×Rbt
×σГР
√2×1.2 × 48.13 × (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 × Rbt
× h0
× bCP
bCP
— среднее арифметическое между периметром верхнего и нижнего основания пирамиды продавливания в пределах h0
bСР
= 4× (hК
+h0
) = 4 × (35 +94)= 516 cм
P = N1
– FОСН
× σГР
= 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.
MI
= 0.125 × Р × (а–а1
)2
× b = 0.125×111.2×(2.5– 1.7)2
× 2.4 = 5337 кН
MII
= 0.125 × Р × (а–а2
)2
× b = 3755 кН
МIII
=0.125 × Р × (а–а3
)2
× b = 1425 кН
Определим необходимое количество арматуры в сечении фундамента :
Faℓ
= МI
= 5337 = 17.52 см2
0.9 × h ×RS
0.9 × 0.94 × 360
Fa
ℓ
= МII
= 3755 = 12.32 см2
0.9 × h × RS
0.9 ×0.94 × 360
Faℓ
= МIII
= 1425 = 4.72 см2
0.9×h0
×RS
0.9 × 0.94 × 360
Проверяем коэффициент армирования (не менее 0.1%)
M1
= 17.52 × 100 % = 0.53%
35 × 94
M1
= 12.32 × 100 % = 0.37%
35 × 94
M1
= 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