Назначение характеристик прочности бетона и арматуры, определение высоты панели

Назначение характеристик прочности бетона и арматуры, определение высоты панели

Изготовление панели предусматривается из бетона класса В15:

R_b = 8,5 МПа, R_bt = 0,75 МПа, E_b = 24000 МПа, γ_b1= 0,9.

 Продольная арматура для арми­рования продольных ребер панели - из стали класса A300: R_s = 270 МПа, E_s = 200000 МПа.

Поперечная арматура ребер из стали класса А240:

R_sw = 170 МПа, E_s = 200000 МПа.

Рабочая арматура для армирования полки панели - класса А400:     R_s = 355 МПа.

Арматура подъемных петель при­нимается из стали класса А240:   R_s = 215 МПа.

Расчетные характеристики материалов приняты по [2].

Для определения высоты панели h произведем сбор нагрузок на 1 м² перекрытия (см. табл. 1).

 

Высота панели, удовлетворяющая одновременно условиям прочно­сти и требованиям жесткости, определяется по формуле: 

 

h = clR_s (q_дл^н Θ + q_кр^н ) / E_s q^н =

= (34·4875·270/200000) · (11,775·l,5 + l,5) / l3,275 = 323 мм.

 

где l = l _н - 0,5 b = 5000 - 0,5·250 = 4875 мм,

здесь b - ширина ригеля, принятая предварительно.

Принимаем h = 320 мм. Форма поперечного сечения панели и при­нятые размеры приведены на рисунке.

 

Нагрузка на 1 м² перекрытия, кН

Вид нагрузки	Нормативная	γf	Расчетная
Постоянная:
а) от массы пола	gпн = 0,9	1,3	gп = 1,17
б) от массы панели	gпанн =hredρ10 = = 0,075·2,5·10= 1,875	1,1	gпан = 2,063
Итого	gн = 2,775		g = 3,233
Временная:
а) длительная	p длн = 9	1,2	p дл = 10,8
б) кратковременная	p крн = 1,5	1,3	p кр = 1,95
Итого	p н  = 10,5		р = 12,75
Всего:
а) длительная	qдлн = gн+ p длн = 11,775		qдл =g+ p дл = 14,033
б) кратковременная	qкрн = p крн = 1,5		qкр = p кр = 1,95
в) полная	qн = q длн + q крн =13,275		q = q дл + q кр = 15,983

 

В таблице:  ρ = 2,5 т/м³ - средняя плотность железобетона;

h_red = 0,075 м - приведенная толщина панели, принятая по рекомендациям п. 1.1;

10 - округленное значение ускорения свободного падения, м/с².

 

Расчет продольного ребра панели по нормальным сечениям

 

Панели укладываются на ригели свободно и под воздействием рав­номерно распределенной нагрузки работают как простые балки на двух опорах (рис. 2, б) Расчетная нагрузка на 1 м при номинальной ширине панели 1,6 м с учетом коэффициента γ_п = 0,95 составляет                                                                                                                                                                                        p’ = qb_пγ_n =15,983·1,6·0,95 = 24,294 кН/м.

В соответствии с расчетной схемой панели (рис. 2, б)  наибольшие усилия определяются по формулам:

М = р’l²/8 = 24,294·4,875²/8 = 72,2 кН·м;

Q = p’l/2 = 24,294·4,875/2 = 59,217 кН.

При расчете продольных ребер фактическое П-образное сечение па­нели с полкой в сжатой зоне заменяем тавровым    (рис. 4, б).

Расчет­ная ширина ребра эквивалентного таврового сечения

b = 2b_p = 2·80 = 160 мм.

Значение b'_f, вводимое в расчет, при отношении h'_f /h = 50/320 = 0,156 > 0,1

[2, п. 6.2.12] составляет

b'_f = b + 2 l _св = 160 + 2·690 = 1540 мм,

так как в нашем случае ширина свеса полки в каждую сторону от ребра может быть принята равной 1/2 расстояния в свету между продольными ребрами (690 мм), но не более 1/6 пролета элемента (1/6 l = 4875/6 = 812,5 мм).

 

Назначаем предварительно рабочую высоту сечения в предположе­нии однорядного расположения арматуры по высоте сечения

h_o = h- а = 320 - 35 = 285 мм.

Определяем положение нейтральной оси, пользуясь неравенством

M≤γ_bl·R_b·b'_f·h'_f· (h₀ - 0,5h′_f)

М =  72.2·10⁶ < γ_b1R_bb'_fh'_f (h₀- 0,5h′_f) = 0,9·8,5·1540·50· (285 - 0,5·50) =

= 153153000 Н·мм.

 

Так как М < γ_b1R_bb'_fh'_f (h₀ -0,5h′_f), нейтральная ось проходит внутри полки и сечение должно рассчитываться как прямоугольное с раз­мерами

b = b'_f = 1540 мм и h_o = 285 мм.

A₀ = М/ γ_b1R_bb'_fh₀² = 72,2·10⁶ / (0,9·8,5·1540·285²) = 0,075

И по   прил. 4 находим  η = 0,96.

Требуемая площадь поперечного сечения продольной арматуры ребер

A_s = M / (η h_oR_s) = 72,2·10⁶ / (0,96·285·270) = 977 мм².

 Принимаем по сортаменту арматуры (прил. 2)    2ø25А300 (A_s = 982 мм²).

 

 

Определение диаметра подъемных петель

 

Собственный вес панели с учетом коэффициента динамичности при подъеме k_d= 1,4    [2, п. 4.2.5]   составляет:

G = k_dh_redb_пl_нρ10 = 1,4·0,075·1,6·5·2,5·10 = 21  кН.

Учитывая возможный перекос панели, эту нагрузку распределяем не на 4, а на 3 петли. Тогда требуемая площадь сечения одной петли определяется по формуле:

A_s = G/(3R_s) = 21·10³ / (3·215) = 32,5 мм².

По сортаменту арматуры (прил. 2) принимаем диаметр подъемной петли

ø8А240  (A_s = 50,3 мм²).

4. Расчет неразрезного ригеля

 

Исходные данные

 

Требуется рассчитать неразрезной трехпролетный ригель прямо­угольного поперечного сечения, свободно опертый на наружные продоль­ные стены и состоящий из отдельных сборных элементов, объединяемых в неразрезную систему при монтаже. Размеры пролетов и шаг ригелей, а также привязка стен к разбивочным осям и глубина заделки концов ригеля в стены показаны на   рис. 8.  

Расчетная нагрузка от массы пола и панелей считается равномерно распределенной и равной g' = g = 3,23 ≈ 3 кН/м    (см. табл. 1).

Ширину ригеля назначаем b = 250 мм из условия нормального опирания на него панелей перекрытия. Высоту сечения ригеля выбираем в пределах 1/10... 1/15 его номинального пролета с округлением до размера, кратного 50 мм, т. е. принимаем размеры сечения bxh = 250 x 650 мм.

Изготовление ригеля предусматривается из бетона класса В25

(R_b = 14,5 МПа,  R_bt = 1,05 МПа,  γ_b1 = 0,9);

 продольная арматура из стали клас­са А400    (R_s = 355 МПа);

 поперечная арматура из стали класса А240    (R_sw = 170 МПа).

 

Сбор нагрузок на 1 м ригеля

 

Определяем расчетную нагрузку на 1 м ригеля, учитывая при этом, что ширина грузовой полосы равна шагу сетки колонн поперек ригеля,  т. е. 1_н = 5 м    (рис. 8, б).

 

Постоянная:

от массы пола и панелей с учетом коэффициента    γ_п = 0,95

g₁ = g′ l _нγ _п = 3·5·0,95 = 14,25  кН/м;

от массы ригеля с учетом коэффициентов  γ _f  и  γ_п

g₂ = bhρ γ _f γ_п10 = 0,65·0,25·2,5·1,1·0,95·10 = 4,25 кН/м.

Итого:    g = g₁ + g₂ = 18,5  кН/м.

 

Временная с учетом коэффициента   γ _п = 0,95:

длительная  

ν₁= p ^н_дл l _н γ _f γ_п  = 9·5·1,2·0,95 = 51,3  кН/м;

кратковременная

ν₂ = p ^н_кр l _н γ _f γ_п  = 1,5·5·1,3·0,95 = 9,26 кН/м.

Итого:    ν = ν₁ + ν₂ = 60,56  кН/м.

Полная нагрузка

q = g + ν =  79,06  кН/м.

Построение эпюры материалов

 

Эту работу выполняем только для первого пролета и опоры В слева в следующей последовательности.

1. Определяем изгибающие моменты, которые могут воспринимать­ся в расчетных нормальных сечениях ригеля при фактически принятой арматуре. При этом используем данные, приведенные в табл. 2.

Первый пролет (сечение I-I).

Арматура 2ø28 + 2ø20  А400  (A_s =1860 мм²);      h_{0 (уточненное)} = 593 мм.

Вычисляем:

ξ =	RsAs	=355·1860 / (0,9·14,5·250·593) = 0,341;
	γblRbbh0

η = 1 – 0,5ξ  = 1 – 0,5· 0,341 = 0,830;

М _ф1 = ηh₀R_sA_s = 0,830·593·355·1860 = 324993057 Н·мм = 324,99 кН·м.

Арматура 2ø28А400  (A_s = 1232 мм²); h_{0 (уточненное)} = 610 мм. Вычисляем:

ξ =	RsAs	=	355·1232	= 0,220
	γblRbbh0		0,9·14,5·250·610

 

η = 1 – 0,5ξ  = 1 – 0,5· 0,220 = 0,89;

М _ф2 = ηh₀R_sA_s = 0,89· 610· 355· 1232 = 237442744 Н· мм  = 237,44  кН· м.

 

Опора В.

Арматура 2ø28 + 2ø22А400   (A_s= 1992 мм²);      h_{0 (уточненное)}  = 591 мм. Вычисляем:

ξ  =	RsAs	=	355· 1992	= 0,367
	γblRbbh0		0,9· 14,5· 250· 591

 

η = 1 – 0,5ξ  = 1 – 0,5· 0,367 = 0,817;

М_ф3 = ηh₀R_sA_s = 0,817· 591· 355· 1992= 341450085  Н· мм = 341,45  кН· м.

Арматура 2ø28А400  (A_s = 1232 мм²);  h_{0 (уточненное)} = 610 мм.

Вычисляем:

ξ =	RsAs	=	355· 1232	= 0,220
	γblRbbh0		0,9· 14,5· 250· 610

η = 1 – 0,5ξ  = 1 – 0,5· 0,220 = 0,89;

М _ф4 = ηh₀R_sA_s = 0,89· 610· 355· 1232 = 237442744  Н· мм = 237,44  кН·м.

Заменим на части первого пролета оставшиеся 2ø28А400 на 2ø16 А400

(A_s = 402 мм²);         h₀ = 610 мм.

ξ  =	RsAs	=	355· 402	= 0,071
	γblRbbh0		0,9· 14,5· 250· 610

η = 1 – 0,5ξ = 1 – 0,5·0,071 = 0,929;

М _ф5 = ηh₀R_sA_s = 0,929·610·355·402 = 80872330  Н· мм = 80,87 кН·м.

 

2. Места расположения точек теоретического обрыва рабочих стерж­ней определяем графически путем совмещения ступенчатой эпюры мате­риалов с огибающей эпюрой моментов от внешней нагрузки (рис. 9). Точки теоретического обрыва рабочих стержней совпадают с точками пе­ресечения огибающей эпюры моментов с горизонтальными линиями эпю­ры материалов.

3. Определяем длину заделки (анкеровки) обрываемых стержней, т. е. расстояние от точки теоретического обрыва стержня до точки факти­ческого обрыва при   Q / (2q_sw) ≤  h_o   [5, п. 3.47]  по формуле

w = Q / (2q_sw) + 5d,

где  Q – поперечная сила в точке теоретического обрыва стержня, соответ­ствующая тому сочетанию нагрузок, при котором получено наибольшее по величине значение М;

q_sw = R_swA_sw / s      –  усилие на единицу длины, воспринимаемое попереч­ными стержнями на участке заделки;

здесь  S - шаг поперечных стержней у точки теоретического обрыва;

    d - диаметр обрываемого стержня.

В первом пролете обрываем два стержня  ø20  верхнего ряда; первая плоскость теоретического обрыва пересекает поперечное сечение ригеля 1-1, проходящее через точку теоретического обрыва 1;

Q₁ = 128 000 Н   (при­нято по масштабу по эпюре Q под точкой теорет. обрыва 1);

q_sw = 170·157 / 200 = 133,45 Н/мм;

длина анкеровки при  

Q₁ / (2q_sw) = 128000 / (2·133,45)  = 479,6    < h₀ = 530 мм;

w ₁ =  128000 / (2·133,45) + 5·20 = 579,6  мм;

20d = 20·20 = 400 мм; принимаем    w ₁  = 580 мм;

вторая плоскость теоретического обрыва (сечение 2–2), где

Q₂  = 140000 Н;

q_sw= 170-157 / 200 = 133,45 Н/мм;

при  Q₂ / (2q_sw) = 140000 / (2· 133,45) = 524,5   < h₀ = 580 мм;

w₂ = Q₂ / (2q_sw) + 5d = 140000 / (2· 133,45) + 5· 20 = 624,5 мм;

принима­ем w₂ = 625 мм.

На опоре В слева обрываем сначала  2ø22 (сечение 3–3):

Q₃ = 272000 Н;         q_sw = 170· 157 / 115 = 232,09  Н/мм;

Q₃ / (2q_sw) = 272000 / (2· 232,09) = 575,9     < h₀ = 580  мм;

w ₃ = Q₃/(2q_sw) + 5d =  272000 / (2· 232,09) + 5· 22 = 685,9  мм;

20d = 20· 22 = 440 мм;       принимаем   w ₃ =  686 мм.

При замене оставшихся 2ø28 на 2ø16  (сечение 4–4)  имеем:

Q₄ = 188000 Н;             q_sw = 232,09 Н/мм;

Q₄ / (2q_sw) = 188000 / (2·232,09) = 405     <h₀ = 530 мм;

w₄ = Q₄/(2q_sw) + 5d= 188000 / (2· 232,09) + 5· 28 = 545 мм;

20d = 20· 28 = 560 мм;      принимаем w ₄ = 560 мм.

5 Расчет колонны

 

Исходные данные

 

Требуется рассчитать промежуточную колонну четырехэтажного производственного здания с жесткой конструктивной схемой и сеткой ко­лонн                l х l _н = 6,4 x 5 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 этажей Н = 3,8 м.

Нагрузки на 1 м² от между­этажного перекрытия и на 1 м ригеля приняты по данным п. 3.1 (табл. 1)   и  п. 4.2  настоящего расчета.

Для изготовления колонны назначаем бетон класса В20

(R_b =11,5 МПа,  R_bt = 0,9 МПа,     Е_ь = 27500 МПа,     γ_b1 = 0,9)

и продольную рабочую ар­матуру из стали класса А400

(R_s =  355 МПа,    E_s = 200000 МПа).

 

Расчет консоли

 

Для опирания ригелей в колоннах предусматриваются короткие кон­соли с вылетом l ≤ 0,9h₀, скошенные под углом 45°   (см. рис. 13).

Определяем размеры короткой консоли. При этом предполагаем, что нагрузка от ригеля, передаваемая на консоль, распределяется равномерно по фактической площадке опирания ригеля. Определяем минимально до­пустимую длину площадки опирания ригеля на консоль колонны из усло­вия обеспечения прочности консоли и ригеля на смятие при ширине риге­ля   b_p = 250 мм:

l_sup = Q / (γ_b1R_bb_p) = 310060 / (0,9·11,5·250) = 120 мм,

 где Q - наибольшая по модулю поперечная сила, действующая по оси ко­лонны Q_B ^лев.

Определяем наименьший вылет консоли с учетом зазора между тор­цом ригеля и гранью колонны:

l = l_sup + δ = 120 + 50 = 170 мм.

По конструктивным соображениям принимаем   l = 200 мм.

Тогда фактическая длина площадки опирания ригеля на консоль

l_sup = l – δ = 200 – 50 =150 > 120 мм.

Назначаем высоту консоли в сечении у грани колонны h = 500 мм, что находится в пределах 0,7...0,8 высоты сечения ригеля. При этом

h_o = h – а = 500 – 35 = 465 мм.

Поскольку   l = 200 < 0,9h₀ = 0,9·465 = 418,5 мм, консоль можно рассматривать как короткую.

Производим расчет консоли на действие поперечной силы для обес­печения прочности по наклонной сжатой полосе между грузом и опорой (см. рис. 13, а) из условия

Q ≤ 0,8φ_w2γ_b1R_bbl_bsinΘ,

где Θ  - угол наклона расчетной сжатой полосы к горизонтали;

tg Θ = h / l = 500 / 200 = 2,5;    Θ = 68°;    sin Θ = 0,9272.

Ширина наклонной сжатой полосы определяется по формуле

l_b = l_supsinΘ = 150·0,9272 = 139 мм.

Коэффициент φ_w2,  учитывающий влияние хомутов, расположенных по высоте консоли, определяется по формуле:

φ_w2 = 1 + 5αμ _{w I} = 1 + 5· 7,27· 0,0016 = 1,06,

где α = E_s / E_b = 200000 / 27500 = 7,27;

μ _{w I} = A_sw / (bs_w) = 57 / (350·100) = 0,0016,

 здесь A_sw  - площадь сечения хомутов, расположенных в одной горизон­тальной плоскости; если принять их диаметр ø6А400 (a_sw = 28,3 мм²), то

A_sw = na_sw = 2·28,3 = 57 мм²;

 s_w = 100 мм  – расстояние между хомутами, измеренное по норма­ли к ним.

Q = 310060 < 0,8· 1,06· 0,9· 11,5· 350· 139· 0,9272 = 395906  <  3,5γ_b1R_btbh₀

3,5γ_b1R_btbh₀ = 3,5· 0,9· 0,9· 350· 465 = 461396 Н;

2,5γ_blR_btbh₀ = 2,5· 0,9· 0,9· 350· 465 = 329569 < 395906 Н.

Все усло­вия удовлетворяются.

Высота консоли у свободного края при наклоне нижней грани под углом 45°

(см. рис. 13, а)       достаточна, так как

h₁ = h – l tg45° = 500 – 200·1 = 300  >  h/2 = 500/2 = 250 мм.

Определяем площадь сечения верхней продольной рабочей армату­ры по изгибающему моменту в сечении у грани колонны, увеличенному на 25% (см. рис. 13):

М= 1,25Q(l–0,5l_sup)= 1,25· 310060· (200 – 0,5· 150) = 48446875  Н·мм.

A_s = M / (0,9h_oR_s) = 48446875 / (0,9· 465· 355) = 326 мм².

Принимаем 2ø16А240  c A_s = 402 мм².

Поперечное армирование консоли осуществляется горизонтальными хомутами по всей высоте, шаг которых назначаем   s_w = 100 мм, что не бо­лее 150 мм и не более h/4 = 500/4 = 125 мм    (см. рис. 13, б).

 

6. Расчёт центрально нагруженного фундамента

 

Исходные данные

 

Поперечное сечение колонны, заделанной в стакан фундамента, 350 × 350 мм, бетон класса В20 (R_b =11,5 МПа, R_bt = 0,9 МПа), ее про­дольная арматура 4ø18А400. Расчетные усилия в сечении 1-1 у заделки в фундамент    (см. рис. 14)

1) N  =   N ₁ = 1565,79  кН,     М = 0,     эксцентриситет е₀ = M/N = 0 – при загружении всех пролётов ригеля временной нагрузкой;

2)N= N  ٰ₁ + g₄ = 1363,06 + 8,935 = 1372 кН,

М= 30,23/2 = 15,12 кН·м,

е₀ = 0,011 м - при загружении временной нагрузкой только крайних про­лётов ригеля.

Требуется запроектировать фундамент, глубина заложения подошвы которого составляет 1,4 м, из бетона класса В15 (R_b = 8,5 МПа, R_bt = 0,75 МПа, γ_bl = 0,9); арматура для армирования подошвы фундамента класса А400 (R_s = 355 МПа). Расчетное сопротивление грунта основания R = R_o = 0,2 МПа. Под подошвой фундамента предусматривается бетон­ная подготовка.

 

 

КУРСОВАЯ РАБОТА на тему

«Проектирование железобетонных конструкций многоэтажного промышленного здания»

 

Выполнил:        студент группы СЖД-503 В

                                                  Иванова В.И.

Руководитель:       доцент   Евстифеев В.Г.

 

Санкт-Петербург 2008

 

 

Содержание

 

 

1. Исходные данные ………………………………………………………………………1

2. Компоновка здания. Составление монтажного плана перекрытия …………….1

3. Расчёт ребристой панели

3.1.  Назначение характеристик прочности бетона и арматуры, определение высоты панели…………………………………………………………………...…1

3.2. Расчет продольного ребра панели по нормальным сечениям……………….2

3.3. Расчет полки панели на местный изгиб………………………………….……..4

3.4. Расчет продольного ребра панели по наклонным сечениям……………..…..4

3.5. Проверка прочности панели на нагрузки, действующие во время транспортирования и монтажа………….………………………………………..6

3.6. Определение диаметра подъемных петель……………………….……………..6

4. Расчет неразрезного ригеля

4.1. Исходные данные…………………………………………………………………..7

4.2. Сбор нагрузок на 1 м ригеля…………………………………..………………….7

4.3. Выбор расчетной схемы и статический расчет ригеля……………..…………8

4.4. Расчет прочности нормальных сечений………………………...……………….9

4.5. Расчет прочности наклонных сечений…………………...………………...…..11

4.6. Построение эпюры материалов…………………………………………………13

5. Расчет колонны

5.1. Исходные данные………………………………………………………...………..16

5.2. Сбор нагрузок, расчетная схема, определение усилий……………………….16

5.3. Подбор сечений бетона и арматуры…………………………….………………18

5.4. Расчет консоли…………………………………………………...………………..20

6. Расчёт центрально нагруженного фундамента

6.1. Исходные данные………………………………………………………………….21

6.2. Определение размеров подошвы фундамента……………….………………..22

6.3. Назначение высоты фундамента и размеров ступеней…………..…………..22

6.4. Проверка прочности нижней ступени фундамента на продавливание и срез………………………………………………………………………….……….25

6.5. Расчет армирования подошвы фундамента…………………...………………25

7. Список литературы………………………………………………………...…………..27

 

Исходные данные

 

На этой странице рекомендуется приклеить или приколоть свое индивидуальное задание, выданное преподавателем

Назначение характеристик прочности бетона и арматуры, определение высоты панели

Изготовление панели предусматривается из бетона класса В15:

R_b = 8,5 МПа, R_bt = 0,75 МПа, E_b = 24000 МПа, γ_b1= 0,9.

 Продольная арматура для арми­рования продольных ребер панели - из стали класса A300: R_s = 270 МПа, E_s = 200000 МПа.

Поперечная арматура ребер из стали класса А240:

R_sw = 170 МПа, E_s = 200000 МПа.

Рабочая арматура для армирования полки панели - класса А400:     R_s = 355 МПа.

Арматура подъемных петель при­нимается из стали класса А240:   R_s = 215 МПа.

Расчетные характеристики материалов приняты по [2].

Для определения высоты панели h произведем сбор нагрузок на 1 м² перекрытия (см. табл. 1).

 

Высота панели, удовлетворяющая одновременно условиям прочно­сти и требованиям жесткости, определяется по формуле: 

 

h = clR_s (q_дл^н Θ + q_кр^н ) / E_s q^н =

= (34·4875·270/200000) · (11,775·l,5 + l,5) / l3,275 = 323 мм.

 

где l = l _н - 0,5 b = 5000 - 0,5·250 = 4875 мм,

здесь b - ширина ригеля, принятая предварительно.

Принимаем h = 320 мм. Форма поперечного сечения панели и при­нятые размеры приведены на рисунке.

 

Нагрузка на 1 м² перекрытия, кН

Вид нагрузки	Нормативная	γf	Расчетная
Постоянная:
а) от массы пола	gпн = 0,9	1,3	gп = 1,17
б) от массы панели	gпанн =hredρ10 = = 0,075·2,5·10= 1,875	1,1	gпан = 2,063
Итого	gн = 2,775		g = 3,233
Временная:
а) длительная	p длн = 9	1,2	p дл = 10,8
б) кратковременная	p крн = 1,5	1,3	p кр = 1,95
Итого	p н  = 10,5		р = 12,75
Всего:
а) длительная	qдлн = gн+ p длн = 11,775		qдл =g+ p дл = 14,033
б) кратковременная	qкрн = p крн = 1,5		qкр = p кр = 1,95
в) полная	qн = q длн + q крн =13,275		q = q дл + q кр = 15,983

 

В таблице:  ρ = 2,5 т/м³ - средняя плотность железобетона;

h_red = 0,075 м - приведенная толщина панели, принятая по рекомендациям п. 1.1;

10 - округленное значение ускорения свободного падения, м/с².