Расчета железобетонного фундамента под колонну

6.1. РАСЧЕТ ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫХ ФУНДАМЕНТОВ НА ЕСТЕСТВЕННОМ ОСНОВАНИИ ПОД КОЛОННЫ ЗДАНИЙ И СООРУЖЕНИЙ

6.1.1. Общие положения

Размеры подошвы и глубина заложения фундаментов определяются расчетом основания, приведенным в гл. 5. Расчет конструкции фундамента (плитной части и подколонника) производится по прочности и раскрытию трещин и включает: проверку на продавливание и на «обратный» момент, определение сечений арматуры и ширины раскрытия трещин, а также расчет прочности поперечного сечения подколонника.

Исходными данными для расчета являются: размеры подошвы плитной части; глубина заложения и высота фундамента; площадь сечения подколонника; сочетания расчетных и нормативных нагрузок от колонны на уровне обреза фундамента.

Расчет фундаментов по прочности и раскрытию трещин производится на основное и особое сочетания нагрузок. При расчете фундамента по прочности расчетные усилия и моменты принимаются с коэффициентом надежности по нагрузке по указаниям действующих СНиП, а при расчете по раскрытию трещин — с коэффициентом надежности по нагрузке, равным единице.

При проверке прочности плитной части фундамента на обратный момент необходимо учитывать нагрузки от складируемого на полу материала и оборудования.

При расчете фундаментов по прочности и по раскрытию трещин возникающие в них усилия от температурных и им подобных деформаций принимаются изменяющимися по вертикали от полного их значения на уровне обреза фундамента до половинного значения на уровне подошвы фундамента.

Расчетные характеристики бетона и стали приведены в гл. 4 и принимаются с учетом соответствующих коэффициентов условий работы [5, 9].

6.1.2. Расчет фундаментов на продавливание

Расчет на продавливание производится из условия, чтобы действующие усилия были восприняты бетонным сечением фундамента без установки поперечной арматуры: при монолитном сопряжении колонны с плитной частью — от верха последней (рис. 6.1, а), при монолитном сопряжении подколонника с плитной частью независимо от вида соединения колонны с подколонником (монолитные или стаканные) при расстоянии от верха плитной части до низа колонны H₁ ≥ (b_uc – b_c)/2 — от верха плитной части (рис. 6.1, б), а при меньшем H₁ — от низа колонны (рис. 6.1, в).

Проверка выполнения этого условия производится в обоих направлениях [8].

При расчете фундамента на продавливание определяется минимальная высота плитной части h и назначаются число и размеры ее ступеней или проверяется несущая способность плитной части при заданной ее конфигурации. При расчете на продавливание от верха плитной части принимается, что продавливание фундамента при центральном нагружении происходит по боковым поверхностям пирамиды, стороны которой наклонены под углом 45° к горизонтали (см. рис. 6.1).

Квадратный фундамент рассчитывается на продавливание из условия

где F — расчетная продавливающая сила; k — коэффициент, принимаемый равным 1; R_bt — расчетное сопротивление бетона на растяжение; b_a — среднее арифметическое значение периметров верхнего и нижнего оснований пирамиды продавливания, образующейся в пределах рабочей высоты сечения h₀ , (расстояния от верха плитной части до середины арматуры).

Величины F и b_a определяются по формулам:

Источник

Расчёт фундамента под колонну

Содержание

1.Расчет многопустотной плиты .

1.1. Исходные данные .

1.2. Расчет нагрузок на 1 м 2 плиты перекрытия .

1.3. Расчет пустотной плиты перекрытия .

1.4. Конструирование плиты перекрытия .

2. Расчет колонны .

2.1. Исходные данные .

2.2. Расчет нагрузок на 1 м 2 плиты перекрытия .

2.3. Расчет нагрузок на 1 м 2 плиты покрытия .

2.4. Расчет колонны 1-го этажа .

3. Расчет фундамента под колонну .

3.1. Исходные данные .

3.2. Расчет фундамента под колонну.

Введение

Идея создания железобетона из двух различных по своим механическим характеристикам материалов заключается в реальной возможности использования работы бетона на сжатие, а стали – на растяжение.

Совместная работа бетона и арматуры в железобетонных конструкциях оказалась возможной благодаря выгодному сочетанию следующих свойств:

1) сцеплению между бетоном и поверхностью арматуры, возникающему при твердении бетонной смеси;

2) близким по значению коэффициентом линейного расширения бетона и стали при t£100°С, что исключает возможность появления внутренних усилий, способных разрушить сцепление бетона с арматурой;

3) защищённости арматуры от коррозии и непосредственного действия огня.

В зависимости от метода возведения железобетонные конструкции могут быть сборными, монолитными и сборно-монолитными. По видам арматуры различают железобетон с гибкой арматурой в виде стальных стержней круглого или периодического профиля и с несущей арматурой. Несущей арматурой служат профильная прокатная сталь – уголковая, швеллерная, двутавровая и пространственные сварные каркасы из круглой стали, воспринимающие нагрузку от опалубки и свежеуложенной бетонной смеси.

Наиболее распространён в строительстве железобетон с гибкой арматурой.

1. Расчёт многопустотной плиты перекрытия

1.1 Исходные данные

Таблица 3. Исходные данные

Район строительства:	г. Годно
Размеры, м B x L:	12,4 м х 36 м
Число этажей:	5
Высота этажа, м:	2,8 м
Конструкция пола:	дощатый
Сетка колонн, м:	6,2 м х 3,6 м
Тип здания:	больница
Грунт	суглинок
Переменная нагрузка на перекрытие	400х400 кПа

1.2 Расчет нагрузок на 1 м 2 плиты перекрытия

Дощатый настил δ = 28 мм, ρ = 5кН/м³

Лаги 80х40 мм ρ = 5 кН/м³

Звукоизоляция δ = 15 мм, ρ = 7 кН/м³

Керамзит δ = 150мм, ρ = 5 кН/м³

Ж/б пустотная плита δ = 220мм, ρ = 25 кН/м³

Рис.3. Конструкция пола

Таблица 4. Сбор нагрузок на 1 м 2 перекрытия

№	Наименование нагрузки	Нормативное значение кН/м 2
I. Постоянная нагрузка
1	Дощатый настил 0,028⋅5	0,14
2	Лаги 0,08⋅0,04⋅5⋅2	0,032
3	Звукоизоляция 0,015⋅0,12⋅7	0,0126
4	Керамзит 0,15⋅5	0,75
5	ж/б пустотная Плита я 0,12⋅25	3
Итого	gsk =3,93
II. Переменная нагрузка
6	Переменная	2
Итого	qsk = 2
Полная нагрузка	gsk+qsk=5,93

1.3. Расчет пустотной плиты перекрытия

1.3.1. Расчётная нагрузка на 1 м. п. плиты при В=1,5 м

Погонная нагрузка на плиту собирается с грузовой площади шириной, равной ширине плиты B=1,5 м.

Расчетная нагрузка на 1 м.п. плиты перекрытия при постоянных и переменных расчетных ситуациях принимается равной наиболее неблагоприятному значению из следующих сочетаний:

— первое основное сочетание

— второе основное сочетание

При расчете нагрузка на 1 погонный метр составила 19,8 кН/м 2

1.3.2. Определение расчётного пролёта плиты при опирании её на ригель таврового сечения с полкой в нижней зоне

Рисунок 2- Схема опирания плиты перекрытия на ригели

Конструктивная длина плиты:

l_к = l − 2 ⋅200 − 2 ⋅ 5 − 2 ⋅ 25 = 3600 −400-10 − 50 = 3140 мм

l_eff = l − 400 −10 − 2 ⋅ 25 − 2 ⋅100/2=3600 − 410 − 50 − 100 = 3040 мм

Расчётная схема плиты:

Рисунок 3- Расчетная схема плиты. Эпюры усилий

Определение максимальных расчетных усилий М_sd и V_sd

Рабочая арматура класса S500:

Вычисляем размеры эквивалентного сечения

Высота плиты принята 220мм. Диаметр отверстий 159мм. Толщина полок: (220-159) / 2=30,5мм.

Принимаем: верхняя полка h_в =31мм, нижняя полка h_н =30мм. Ширина швов между плитами 10мм. Конструктивная ширина плиты b_к= В –10=1500-10=1490мм.

Ширина верхней полки плиты b_eff = b_к — 2⋅15 = 1490 — 2⋅15 = 1460 мм. Толщина промежуточных ребер 26 мм. Количество отверстий в плите: n = 1500/200=7,5 шт. Принимаем: 7 отверстий.

Отверстий: 7 · 159 = 1113 мм. Промежуточных ребер: 6 · 26 = 156 мм. Итого: 1269 мм.

На крайние ребра остается: (1490-1269)/2=110,5 мм.

h₁ = 0,9 d = 0,9⋅159 = 143 мм – высота эквивалентного квадрата.

h_f = (220 −143) / 2 = 38.5 мм – толщина полок сечения.

Приведённая (суммарная) толщина рёбер: b_w = 1460 − 7 ⋅ 143 = 459 мм.

Рисунок 4- Определение размеров для пустотной плиты

Рабочая высота сечения

d = h − c = 220 − 25 =195 мм,

где c = a + 0.5⋅ ∅ , a=20 мм – толщина защитного слоя бетона для арматуры (класс по условиям эксплуатации XC1).

с=25 мм – расстояние от центра тяжести арматуры до наружной грани плиты перекрытия.

Определяем положение нейтральной оси, предполагая, что нейтральная ось проходит по нижней грани полки, определяем область деформирования

ξ = hf /β = 38,5/195 = 0,197

= (0,27,⋅1 ⋅13,33⋅1460⋅195 2 = 199,8 кН⋅м

Проверяем условие: M _Sd 6 /1⋅13,33⋅1460⋅195 2 = 0,368

Требуемая площадь поперечного сечения продольной арматуры

A_st = M_st / f_yd ⋅ η ⋅ d 2 = 20000000 / 435⋅1⋅195 = 235,8 мм 2

Армирование производим сеткой, в которой продольные стержни являются рабочей арматурой плиты.

Принимаем 8 ∅8 S500 A_st = 402 мм 2

Коэффициент армирования (процент армирования):

ρ_min = 0,15% 2 / 2 = 8,45⋅0,4 2 / 2 = 0,68 kH⋅м

Этот момент воспринимается продольной арматурой верхней сетки и конструктивной продольной арматурой каркасов.

В верхней сетке в продольном направлении расположены стержни ∅4 S500 с шагом 200 мм.

Площадь этих стержней:

Необходимое количество арматуры на восприятие опорного момента

A_st = M_st / 0,9⋅ f_yd ⋅ d = 0,68⋅10 6 / 0,9⋅410⋅195 = 9,45 мм 2

f_yd = 417 МПа — для проволочной арматуры класса S500

Площадь требуемой арматуры A_st = 9,45 мм 2 , что значительно меньше имеющейся

Прочность панели на монтажные усилия обеспечена.

Расчёт монтажных петель

Определяем нагрузку от собственного веса плиты.

V= ⋅ ⋅ =1490⋅3150⋅0,12=0,56

k_g = 1,4 — коэффициент динамичности.

При подъеме плиты вес ее может быть передан на 3 петли.

Усилие на одну петлю:

N = P / 3 = 26,46 / 2⋅0,7 = 18,9 кH.

Определяем площадь поперечного сечения одной петли из арматуры класса S240

A_st = N / f_yd = 18,9⋅10 3 / 218 = 86,69 мм 2 .

Принимаем петлю ∅12 S240 A_st = 100,13 мм 2 .

Конструирование плиты перекрытия

Армирование плиты производим сеткой, в которой продольные стержни являются рабочей арматурой плиты.

Принимаем 8 стержней ∅8 S500 (A_st = 402 мм 2 ). Поперечные стержни сетки принимаем ∅4 S500 с шагом 200 мм.

В верхней полке по конструктивным соображениям принимаем сетку из арматуры∅4 S500. Для поперечного армирования принимаем конструктивно короткие каркасы, устанавливаемые в приопорных четвертях пролёта плиты. Каркасы, устанавливаемые в крайних рёбрах и далее через 2-3 пустоты. Количество каркасов с одной стороны для данной плиты перекрытия равно трём.

Диаметр продольных и поперечных стержней каркасов принимаем

Монтажную петлю принимаем ∅12 S240 (A_st = 100,13 мм 2 ).

Расчёт колонны

2.1. Исходные данные

Таблица 5. Исходные данные

Район строительства:	г. Минск
Размеры, м B x L:	14 м х 32,4 м
Число этажей:	4
Высота этажа, м:	3 м
Конструкция пола:	Паркет
Сетка колонн, м:	7 м х 3,6 м
Тип здания:	Театр
Грунт	Супесь
Переменная нагрузка на перекрытие	4 кПа
Класс по условиям эксплуатации	XC1

2.2 Расчет нагрузок на 1 м 2 плиты перекрытия

Паркетный пол δ = 15 мм, ρ = 8кН/м³

Мастика δ = 1 мм, ρ = 10 кН/м³

Цементно-песчаная стяжка δ = 30 мм, ρ = 18 кН/м³

Звукоизоляция из ДВП δ = 40мм, ρ = 2,5 кН/м³

Ж/б пустотная плита δ = 220мм, ρ = 25 кН/м³

Рис.8. Конструкция пола

Таблица 6. Сбор нагрузок на 1 м 2 перекрытия

№	Наименование нагрузки	Нормативное значение кН/м 2
I. Постоянная нагрузка
1	Паркетный пол 0,015⋅8	0,12
2	Мастика 0,001⋅10	0,01
3	Ц.- п. стяжка 0,03⋅18	0,54
4	Звукоизоляция 0,04⋅2,5	0,1
5	Плита перекрытия 0,22⋅25	5,5
Итого	gsk = 6,27
II. Переменная нагрузка
6	Переменная	4
Итого	qsk = 4
Полная нагрузка	gsk+qsk=10,27

2.3 Расчет нагрузок на 1 м 2 покрытия

Слой гравия на мастике δ=30 мм, ρ=6 кН/м 3

Гидроизоляционный ковер —

2 слоя гидростеклоизола δ=10 мм, ρ=6 кН/м 3

Цементно-песчаная стяжка δ=30 мм, ρ=18 кН/м 3

Утеплитель — минеральная вата δ=150 мм, ρ=1,25 кН/м 3

Пароизоляция — 1 слой пергамина δ=5 мм, ρ=6 кН/м 3

Ж/б ребристая плита δ=80 мм, ρ=25 кН/м 3

Рис. 9. Конструкция покрытия

Таблица 7. Сбор нагрузок на 1 м 2 покрытия

№	Наименование нагрузки	Нормативное значение кН/м 2
I. Постоянная нагрузка
1	Слой гравия на мастике 0,03⋅6	0,18
2	Гидроизоляционный ковер – 2 слоя гидростеклоизола 0,01⋅6	0,06
3	Ц.- п. стяжка 0,03⋅18	0,54
4	Утеплитель — мин. вата 0,15⋅1,25	0,188
5	Пароизоляция 0,005⋅6	0,03
6	Ж/б ребристая плита 0,8⋅25	2,0
Итого	gsk,покр = 2,998
II. Переменная нагрузка
1	Снеговая(г. Минск)	1,2
Итого	qsk,покр = 1,2
Полная нагрузка	gsk,покр+qsk,покр=4,198

Типовые колонны многоэтажных зданий имеют разрезку через 2 этажа. Сечение колонны в первом приближении назначаем 300 мм x 300 мм

2.4. Расчет колонны 1-ого этажа

2.4.1. Определение грузовой площади для колонны

Рис. 10. Грузовая площадь колонны

Определяем грузовую площадь для колонны.

2.4.2. Определяем нагрузку на колонну

— постоянная от покрытия:

— постоянная от перекрытия:

где: n – количество этажей, γ_f — постоянная от ригеля:

Площадь поперечного сечения ригеля:

A_риг = ((0,565 + 0,520) / 2) 0,22 + ((0,3 + 0,31) / 2) 0,23 = 0,189 м 2

где: n – количество этажей; l_риг – пролет ригеля.

— постоянная от собственного веса колонны:

Принимая в качестве доминирующей переменную нагрузку на перекры-тие, расчетная продольная сила основной комбинации от действия постоянных и переменных нагрузок будет равна:

— первое основное сочетание:

— второе основное сочетание:

= 0,85⋅(102+639,92+178,64+64,8)+4⋅1,5 3⋅25,2+1,2⋅1,5 0,7 25,2 =

где: ψ₀ — коэффициент сочетания для переменных нагрузок ψ₀ = 0.7

(приложение А. СНБ 5.03.01-02).

Расчетная продольная сила равна N_sd =1334,63 кН.

2.4.3. Определяем продольную силу, вызванную действием постоянной расчетной нагрузки.

2.4.4. Определение размеров сечения колонны

При продольной сжимающей силе, приложенной со случайным эксцентриситетом (е_о=е_а) и при гибкости λ= l _eff / h ≤ 24, расчёт сжатых элементов с симметричным армированием разрешается производить из условий:

где: φ — коэффициент, учитывающий влияние продольного изгиба и случайных эксцентриситетов.

Заменив величину A_s,tot через ρ ⋅ A_c условие примет вид:

Необходимая площадь сечения колонны без учёта влияния продольного изгиба и случайных эксцентриситетов, т.е. при φ = 1 и эффективном значении коэффициента продольного армирования для колонны 1-ого этажа ρ = 0.02 ÷ 0.03 из условия будет равна:

A_c = N_sd / (α f_cd + ρ f_yd) = 1334,63 10 / (1,0 10,67 +0,02 435) = 689,02 см 2 .

Принимаем квадратное сечение колонны, размером b_c × h_c = 40×40 см. Тогда:

2.4.5. Расчетная длина колонны

Для определения длины колонны первого этажа Н_с1 принимаем расстояние от уровня чистого пола до обреза фундамента h_ф=0,4 м, тогда:

Рис.11. Определение конструктивной длины колонны

2.4.6. Расчёт продольного армирования колонны первого этажа

Величина случайного эксцентриситета:

l_col / 600 = (Н_cl – h_риг / 2) / 600 = (3550 – 450 / 2) / 600 = 5,54 мм

Принимаем величину случайного эксцентриситета е₀ = е_а =20 мм.

Расчётная длина колонны l₀ = β ⋅ l_w = 1,0⋅3,55 = 3,55 м.

где: β — коэффициент, учитывающий условия закрепления; для колонн принимаеся равным единице; l_w — высота элемента в свету. При рассмотрении расчётной длины колонны из плоскости l_w принимается равным высоте колонны.

Определяем условную расчётную длину колонны:

φ( ∞ , t₀ ) — предельное значение коэффициента ползучести, для бетона принимается равным 2,0.

Тогда гибкость колонны:

Определяем коэффициент, учитывающий влияние продольного изгиба и случайных эксцентриситетов.

По таблице 3. приложение 7. определяем коэффициент, учитывающий влияние продольного изгиба и случайных эксцентриситетов по λ_i = 11,8 и относительной величине эксцентриситета e₀ / h = 20 / 400 = 0,05 : φ = 0,861.

β = 1,0

Рис.12. Расчетная схема колонны

Рабочая продольная арматура класса S500: f_уd = 435 МПа = 435 Н/мм 2

Требуемая площадь продольной рабочей арматуры:

По сортаменту арматурной стали принимаем 4∅16 S500 c A_S,tot=804 мм 2 .

Определяем процент армирования:

Принимаем 2 ∅20 S500 A_s1 =628 мм 2 .

Расчёт фундамента под колонну

3.1. Исходные данные

Рассчитать и законструировать столбчатый сборный фундамент под колонну среднего ряда. Бетон класса С 16 /₂₀ рабочая арматура класса S500.

Таблица 8. Исходные данные

Район строительства:	г. Минск
Сечение колонны:	400 мм x 400 мм
Основание:	супеси, e=0,55
Отметка земли у здания:	-0,150 м
Усреднённый вес еди-ницы обьёма материала фундамента и грунта на его свесах:	γср = 19 кН/м 3
Расчётная нагрузка от фундамента:	принимаем из расчета колонны – Nsd =1334,63 кН

3.2. Расчет фундамента под колонну

3.2.1. Определяем глубину заложения фундамента из условия длины колонны:

Определяем глубину заложения фундамента из условий заложения грунта:

Рис. 15. Определение глубины заложения фундамента

По схематической карте нормативной глубины промерзания грунтов для г. Минск определяем глубину промерзания – 1,0 м.

D_ф2 =150+1000+100=1250 мм 16 /₂₀ при сжатии:

— Расчетное сопротивление бетона класса С 20 /₂₅ при растяжении:

— Расчетное сопротивление арматуры класса S500 f_yd = 435 МПа.

Определяем предварительные размеры подошвы фундамента:

Тогда размер стороны квадратной подошвы фундамента:

b = √A = √3,65 = 1,91 м.

Вносим поправку на ширину подошвы и на глубину заложения фундамента.

Тогда размер стороны квадратной подошвы фундамента:

b = √A = √3,97 = 1,99 м.

Окончательно принимаем: b = 2,4 м (кратно 0,3 м).

Определяем среднее давление под подошвой фундамента от действующей нагрузки:

Определяем расчётное сопротивление грунта:

k — коэффициент, принимаемый равным: k = 1, если прочностные характеристики грунта (φ и с) определены непосредственными испытаниями, и k = 1.1, если они приняты по таблицам; k = 1,1;

k_z = 1 при b ’ _II = γ_II = 18 кН/м 3 – удельный вес грунта соответственно ниже и выше подошвы фундамента.

R = 1,0 1,0 / 1,1 [0,84⋅1⋅2,4⋅18+4,37⋅1,55⋅18+6,9⋅15] = 237,9>201,8 кПа

Следовательно, расчёт по II группе предельных состояний можно не производить.

3.2.3. Расчёт тела фундамента

Определяем реактивное давление грунта:

Определяем размеры фундамента.

Рабочая высота фундамента из условия продавливания колонны через тело фундамента:

+ 0,5⋅ √( 1334,63 / 1,0⋅1,27⋅10 3 + 231,7) = 271 мм

c = a + 0.5⋅∅ , где: a = 45 мм – толщина защитного слоя бетона для арматуры (для сборных фундаментов).

с = 50 мм — расстояние от центра тяжести арматуры до подошвы фундамента.

Полная высота фундамента:

Для обеспечения жесткого защемления колонны в фундаменте и достаточной анкеровки ее рабочей арматуры высота фундамента принимается:

∅ = 16 мм – диаметр рабочей арматуры колонны;

f_bd = 2,0 МПа – предельное напряженное сцепление для бетона класса С 16 /₂₀;

Принимаем окончательно высоту фундамента:

Рабочая высота фундамента:

d = H − c = 1050−50 =1000 мм.

Принимаем первую ступень высотой: h₁ = 300 мм.

Принимаем остальные размеры фундамента.

Рис.16. Определение размеров фундамента

Высота верхней ступени фундамента:

Глубина стакана h_cf = 1,5 ⋅ h_c + 50 = 1,5 400+ 50 = 650 мм, принимаем hcf = 650 мм. Так как h₂ = 750 мм > h_cf = 650 мм, принимаем толщину стенки стакана b_c = 0,75 · h₂ = 0,75 · 650 = 487,5 мм > b_c = 225 мм.

Следовательно, требуется армирование стенки стакана.

Т. к. b_c+75=225+75=300 мм = 231,7⋅0,45/1,0⋅1,27⋅10 3 = 82 мм.;

что не превышает принятую d₁ = 250 мм.

3.2.4. Расчет армирования подошвы фундамента

Площадь сечения рабочей арматуры сетки, укладываемой по подошве фундамента, определяется из расчета на изгиб консольного выступа ступеней, заделанных в массив фундамента, в сечениях по грани колонны и по граням ступеней.

Значения изгибающих моментов в этих сечениях:

Требуемое сечение арматуры:

A_s1 = M_I-I / 0,9⋅ d ⋅ α ⋅ f_yd = 278,04⋅10 6 / 0,9⋅850⋅1,0⋅430 = 710,19 мм 2 ;

A_s2 = M_II-II / 0,9⋅ d₁ ⋅ α ⋅ f_yd = 136,24⋅10 6 / 0,9⋅250⋅1,0⋅435 = 1392 мм 2 ;

Арматуру подбираем по максимальной площади:

Принимаем шаг стержней S = 200 мм.

Количество стержней в сетке в одном направлении:

n = b / S +1 = 2400 / 200 + 1 = 13 шт. Принимаем 13 шт.

Требуемая площадь сечения одного стержня:

Принимаем один стержень ∅12 S500, A_st = 1131 мм 2 .

Такое же количество стержней укладывается в сетке в противоположном направлении.

3.2.5. Расчет монтажных петель

Вес фундамента определяем по его объему и объемному весу бетона, из которого он изготовлен.

Объем бетона на 1 стакан фундамента:

Вес стакана с учетом коэффициента динамичности k_д = 1,4:

Усилие, приходящиеся на одну монтажную петлю:

N = 79805,25 / 2 = 39902,63 Н.

Определяем площадь поперечного сечения одной петли из арматуры класса S240, f_yd = 218 МПа.

Принимаем петлю 1∅16 S240 A_s1 = 201,1 мм 2 .

Источник