Проектирование девятиэтажного жилого дома с магазинами на первом этаже

2.5 Порядок и результаты расчёта приведенных затрат

Таблица 2.3 Порядок и результаты расчёта приведенных затрат

Приведенные затраты по рассматриваемым вариантам определяем по формуле (2.2):

П ₁ = 4001,373 + 0,12*166,2*1 + 34,41*8,33 = 4307,952 тыс. руб.

П ₂ = 3533,626 + 0,12*557,46*1 + 30,39*8,33 = 3853,670 тыс. руб.

Экономический эффект определяем по формуле (2.1):

Э = 4307,952 - 3853,670 = 454,282 тыс. руб.

Для проектирования принимаем второй вариант (устройство свайного фундамента), как наиболее экономически выгодный вариант.

3. Архитектурно-строительный раздел

3.1 Генплан

Участок под проектируемое строительство расположен в г. Ижевск. Поверхность его частично изменена планировочными работами. Активные физико-геологические процессы на участке проектируемого строительства не наблюдаются.

Проектом озеленения предусматривается посадка вокруг здания деревьев, групповой и рядовой посадок. Во дворе находятся отдельно - стоящие лиственные деревья. Проектом благоустройства предусмотрены тротуарные дорожки, автомобильные дороги, как перед зданием так и во дворе, с твердым покрытием для свободного проезда автомобилей. Перед зданием поставлены скамейки с урнами. Для парковки автомобилей предусмотрено две автостоянки. На участке размещаются: площадки для отдыха детей, гимнастические городки. Покрытие проездов - асфальтобетонное, тротуаров - из мелкоразмерной тротуарной плитки.

Свободная от застройки, проездов и площадок территория засевается газонной травой.

Минимальное расстояние между зданиями принимается не менее 6м.

Между торцами зданий, имеющих окна, разрыв должен быть не менее 12 м.

3.2 Архитектурно - планировочное решение здания

Здание 44-х квартирного жилого здания в г. Ижевск запроектировано 9-и этажным, кирпичным, с подвалом, одно подъездным, индивидуальным. Конструктивная схема здания решена с поперечными несущими железобетонными стеновыми панелями.

Степень огнестойкости - II

Класс ответственности - II

Высота здания - 34,2м

Высота этажа - 2,7м

Размер в плане - 33,51х18,51м

Площадь застройки - 620,27 м²

Площадь жилого здания - 5778,36 м²

Площадь встроенных помещений цокольного этажа - 421,34 м²

Строительный объем - 19848,64 м³

Кол-во шести комнатных квартир - 1

Кол-во трёх комнатных квартир - 8

Кол-во двух комнатных квартир - 26

Кол-во одно комнатных квартир - 9

Для встроенных помещений цокольного этажа предусмотрен отдельный вход.

Все жилые части дома запроектированы с учетом современных требований по уровню комфорта.

3.3 Конструктивные решения здания

Фундамент ленточный свайный:

- сваи СНпр6-30 (ГОСТ 19804.2-79*);

- ростверк монолитный железобетонный, класс бетона В 20.

Наружные стены цокольного этажа (до отметки 0,000) запроектированы трёхслойные с гибкими связями:

- внутренний слой: а) кладка из кирпича К-075/15 (ГОСТ 7484-78) на ЦПР М75, толщина 120мм; б) кладка из фундаментных стеновых блоков толщиной 400, 500мм.

- утеплитель наружных стен: "Тимплекс" (ТУ 5768-072-00206457-2006) толщиной 90мм;

- наружный слой: кладка из кирпича КП-100/35 (ГОСТ 7484-78) на ЦПР М100, толщиной 120, 250мм под облицовку керамической плиткой.

Наружные стены (выше отметки 0,000) трёхслойные с гибкими связями:

- внутренний слой: а) кладка из кирпича К-075/15 (ГОСТ 7484-78) на ЦПР М75, толщина 120, 250мм; б) стеновая ж/б панель (ГОСТ 11024-84), толщина 160мм.

- утеплитель наружных стен: "Тимплекс" (ТУ 5768-072-00206457-2006) толщиной 90мм;

- наружный слой: кладка из лицевого кирпича КП-100/35 (ГОСТ 7484-78) на ЦПР М100, толщиной 120, 250 мм. Наружную версту кирпичной кладки выполняют высшего качества, горизонтальные швы расшивают вогнутым валиком.

Внутренние стены цокольного этажа (до отметки 0,000) запроектированы из фундаментных стеновых блоков толщиной 400мм.

Внутренние стены (выше отметки 0,000) запроектированы из железобетонных стеновых панелей ПСВ (ГОСТ 11024-84) толщиной 160мм, класс бетона В15.

Кровля: профилированные листы Н 75-750-0,8 по стальным балкам (ГОСТ 24045-94), ж/б пустотные плиты (ГОСТ 26434-85) толщиной 220мм.

Покрытие: гравий керамзитовый (по уклону), толщина 0…100мм; утеплитель "Тимплекс" (ТУ 5768-072-00206457-2006), толщина 100мм; стяжка из ЦПР М100, толщина 25мм; 4слоя стеклорубероида С-РМ (ГОСТ 15879-70) на горячей битумной мастике МБКГ-55, толщина 20мм; защитный слой из гравия (ГОСТ 8268-74*), толщина 10мм

Перегородки запроектированы из: ГКЛ (ГОСТ 6266-97) на стальном каркасе со звукоизоляцией, в сан. узлах выполнять перегородки из влагостойкого ГКЛВ; кирпича К-075/15 на ЦПР М50, толщиной 120мм.

3.4 Теплотехнический расчет наружной стены

Для проектирования принят район строительства город Ижевск. В соответствии со СНиП 23.01-99 "Строительная климатология", СНиП 23-02-2003 "Тепловая защита зданий", СП 23-101-2003 "Проектирование тепловой защиты зданий" для проектирования приняты следующие данные:

- температура наружного воздуха наиболее холодной пятидневки: - 34 С

- вес снегового покрытия 320 кгс/м².

- влажностный режим помещений здания: нормальный;

- зона влажности нормальная;

- условия эксплуатации ограждающих конструкций Б;

Принимаем следующую конструкцию наружной стены:

Таблица 3.1

Необходимо рассчитать толщину укладываемого утеплителя для увеличения сопротивления теплопередаче.

1) Определяем градусо-сутки отопительного периода по формуле:

, (3.1)

где t_ht= -5,6°С, z_ht=222 [11];

t_int=20 °С;

2) Определяем нормируемое значение сопротивления теплопередаче:

R_req = a•D_d + b, (3.2)

где a,b - коэффициенты, принимаемые по таблице 4 [12];

a = 0,00035;

b = 1,4;

R_req = 0,00035•5683,2 + 1,4 = 3,39 м2?°С/Вт;

3) Определяем требуемое сопротивление теплопередаче:

, (3.3)

где n = 1 (по таблице 6 [12]);

t_n = 4 ^оС (по таблице 5 [12]);

б_int = 8,7 (по таблице 7 [12]);

м2?°С/Вт;

Приведенное сопротивление теплопередаче R₀ ограждающих конструкций следует принимать не менее нормируемых значений R_req.

Принимаем

R₀ = R_req = 3,39 м2?°С/Вт.

4) Определение требуемой толщины утеплителя.

Термическое сопротивление R однородного слоя многослойной ограждающей конструкции определяется по формуле:

, (3.4)

Термическое сопротивление ограждающей конструкции R_к с последовательно расположенными однородными слоями следует определять как сумму термических сопротивлений отдельных слоев:

R_к = R₁ + R₂ + … + R_n + R_al, (3.5)

Сопротивление теплопередаче R₀ многослойной ограждающей конструкции с однородными слоями следует определять по формуле:

R₀ = R_si + R_к + R_se; (3.6)

; (3.7)

;

;

Толщина утеплителя:

д₂ = R₂?л₂ = 2,69•0,03 = 0,081м = 81мм.

Принимаем толщину утеплителя 90 мм.

5) Определяем фактическое значение сопротивления теплопередаче:

;

;

следовательно, теплопроводность наружной стены обеспечена.

Таблица 3.3 - Спецификация сборных элементов

Таблица 3.4 - Ведомость отделки помещений

Таблица 3.5 - Спецификация столярных изделий

4. Расчётно-конструкторский раздел

4.1 Основания и фундаменты

4.1.1 Инженерно-геологические условия площадки

Для проектирования принят район строительства город Ижевск. В соответствии со СНиП 23.01-99* "Строительная климатология" [11] приняты следующие данные: Климатический район: V;

Вес снегового покрова для V района - 320 кг/м²;

Расчетная температура наружного воздуха -34 С

Климатическая зона: сухая;

Класс ответственности здания: II; Степень огнестойкости: II;

Этажность и высота: 9 этажей, высота - 32,4 м;

Размеры здания в плане: 18,51х33,51 м.

Грунтовые воды на глубине 4 м, но в периоды весеннего снеготаяния, продолжительных дождей, следует ожидать повсеместного проявления верховодки. За относительную отметку 0,000 принята отметка пола первого этажа здания.

Рис. 4.1.1 - Инженерно-геологический разрез площадки строительства

Таблица 4.1.1 - Характеристики грунтов

Рельеф местности спокойный, грунты имеют слоистое напластование.

4.1.2 Сбор нагрузок

Сбор нагрузок выполнять согласно СНиП 2.01.07-85* "Нагрузки и воздействия" [14].

4.1.2.1 Сбор нагрузок на крайний фундамент (ось 12)

Таблица 4.1.2 - Сбор нормативных и расчетных нагрузок от кровли

Таблица 4.1.3 - Сбор нормативных и расчетных нагрузок от перекрытия

Таблица 4.1.4 - Сбор нормативных и расчетных нагрузок от стены

Нагрузки по первому предельному состоянию:

N1=?P_iⁿ +0,95•?V_iдлⁿ+0,9•?V_iкрⁿ, (4.1.1)

где ?V_iдлⁿ - суммарные временные длительные расчетные нагрузки; ?V_iкрⁿ - суммарные временные кратковременные расчетные нагрузки; ?Р_iⁿ - суммарные постоянные нормативные нагрузки.

?V_iдлⁿ=18,001 кН;

?V_iкрⁿ=57,796 кН;

?Р_iⁿ= 541,297 кН;

Нагрузка на крайний фундамент N'_крайн=610,414к Н.

Нагрузки по второму предельному состоянию:

NII=?P_IIⁿ +0,95•?V_iдлⁿ+0,9•?V_iкрⁿ, (4.1.2)

где ?V_iдлⁿ - суммарные временные длительные расчетные нагрузки;

?V_iкрⁿ - суммарные временные кратковременные расчетные нагрузки;

?Р_IIⁿ - суммарные постоянные расчётные нагрузки.

?V_iдлⁿ=16,067 кН;

?V_iкрⁿ=46,041 кН;

?Р_iⁿ= 487,099 кН;

Нагрузка на крайний фундамент N"_крайн=543,800 кН.

4.1.2.2 сбор нагрузок на средний фундамент (ось 10)

Таблица 4.1.5 - Сбор нормативных и расчетных нагрузок от кровли

Таблица 4.1.6 - Сбор нормативных и расчетных нагрузок от перекрытия

Таблица 4.1.7 - Сбор нормативных и расчетных нагрузок от стены

Нагрузки по первому предельному состоянию:

N1=?P_iⁿ +0,95•?V_iдлⁿ+0,9•?V_iкрⁿ, (4.1.1)

где ?V_iдлⁿ - суммарные временные длительные расчетные нагрузки;

?V_iкрⁿ - суммарные временные кратковременные расчетные нагрузки;

?Р_iⁿ - суммарные постоянные нормативные нагрузки;

?V_iдлⁿ=34,211 кН;

?V_iкрⁿ=106,368 кН;

?Р_iⁿ= 606,549 кН;

Нагрузка на средний фундамент N'_средн=734,781 кН.

Нагрузки по второму предельному состоянию:

NII=?P_IIⁿ +0,95•?V_iдлⁿ+0,9•?V_iкрⁿ, (4.1.2)

Где ?V_iдлⁿ - суммарные временные длительные расчетные нагрузки;

?V_iкрⁿ - суммарные временные кратковременные расчетные нагрузки;

?Р_IIⁿ - суммарные постоянные расчётные нагрузки.

?V_iдлⁿ=26,376 кН;

?V_iкрⁿ=84,374 кН;

?Р_iⁿ= 532,524 кН;

Нагрузка на средний фундамент N"_средн=633,518 кН.

4.1.3 Определение нормативной глубины промерзания грунта основания

Нормативная глубина промерзания грунта основания определяется по формуле:

, (4.1.3)

где d₀ - параметр, зависящий от вида грунта (для супесей и мелких песков d₀=0,28 м); М_t - коэффициент, численно равный сумме абсолютных значений среднемесячных отрицательных температур за зимний период (для г. Ижевск) из [ ]:

град.

.

Расчетная глубина сезонного промерзания грунта основания определяется по формуле:

, (4.1.4)

где k_h - коэффициент, учитывающий влияние теплового режима здания на глубину промерзания грунта у фундаментов стен. Для зданий с подвалом при температуре воздуха в помещении 15⁰ коэффициент k_h=0,5.

Расчетная глубина промерзания грунта:

.

В качестве несущего слоя принят слой глина. Принимаем глубину заложения подошвы ростверка 2,6м.

4.1.4 Определение длинны сваи

,

где - глубина заделки сваи в ростверк;

- расстояние от подошвы до несущего слоя грунта;

- глубина забивки сваи в несущий слой грунта.

.

Принимаем сваю СНпр6-30 по ГОСТ 19804.2-79* "Сваи забивные железобетонные".

4.1.5 Определение несущей способности сваи

Рис. 4.1.2

Расчёт производим согласно СНиП 2.02.01-83* "Основания зданий и сооружений" [15], СНиП 2.02.03-85 "Свайные фундаменты" [16].

, (4.1.5)

где U - периметр поперечного сечения сваи, равный 1,2м; - коэффициент работы сваи в грунте, равный 1; А - площадь поперечного сечения сваи, равная 0,09м²; - коэффициенты условия работы грунта соответственно под нижним концом и по боковой поверхности сваи; h_i - толщина i- го слоя, соприкасающегося с боковой поверхностью сваи.

При Z_o = 11,4м R =4112 кПа A·R=0,09·4112=370,08 kH.

Таблица 4.1.8

F_d = 1·(1·370,08+1,2·1·158,96)= 560,83 kH;

Расчетно-допустимая нагрузка на сваю:

;

4.1.6 Расчёт фундамента под наружную стену

4.1.6.1 Определение количества свай под наружную стену

, (4.1.6)

где г_q - коэффициент надёжности, равный 1,4;

N ^` - нагрузка по первому предельному состоянию;

h - глубина заложения ростверка;

г_i - осреднённый удельный вес, равный 20 кН/м³;

г_f - коэффициент надёжности по нагрузке.

Принимаем 2 сваи.

4.1.6.2 Проектирование ростверка под наружную стену

Минимальный шаг свай:

d = 3*b=3*0,3=0,9м;

Находим толщину ростверка (согласно расчёту на продавливание):

, (4.1.7)

где b - ширина сваи;

Р' - допустимое усилие на одну сваю;

R_bt - расчётная прочность бетона осевому растяжению.

, принимаем h_r=0,5м.

4.1.6.3 Определение осадки фундамента под наружную стену методом эквивалентного слоя

Должно соблюдаться условие S ? S_u

Определим средневзвешенное значение угла внутреннего трения:

;

Определяем ширину условного фундамента:

Вес условного фундамента:

, (4.1.8)

где Q_c - вес свай;

Q_гр - вес грунта;

Q_р - вес ростверка.

Q_c=2*13,8=27,6 kH;

Q_гр=1,15*10,34*1*19,12= 227,36 кН;

Q_p=1,1*25*0,5*1,4*1=22 kH;

Среднее давление по подошве условного фундамента:

Определяем природное давление на уровне подошвы условного фундамента:

, (4.1.9)

Находим дополнительное давление на уровне подошвы условного фундамента:

Дополнительное давление в грунте на глубине z от подошвы условного фундамента:

, (4.1.10)

где б - коэффициент, учитывающий изменение по глубине дополнительного давления в грунте, в зависимости от относительной глубины и формы подошвы фундамента;

у_zp,0 - дополнительное давление на уровне подошвы условного фундамента, равное 228,38 кПа.

Грунтовую толщу, находящуюся ниже подошвы условного фундамента, разбиваем на слои, толщина которых принимается ;

;

Принимаем толщину слоя, равную 0,50м.

Таблица 4.1.9 - Осадки фундамента под наружную стену

Конечную стабилизированную осадку i-го слоя находят по формуле:

, (4.1.11)

где в-безразмерный коэффициент, равный 0,8;

n - число слоёв, на которое разделена сжимаемая толща основания;

у_zpi - среднее дополнительное давление в i-м слое грунта;

h_i - толщина i-го слоя грунта;

E_i - модуль деформации i-го слоя грунта, МПа.

Глубина сжимаемой толщи основания ограничивается исходя из соотношения дополнительного и природного давления на одной и той же глубине:

у_zpi ? 0,2у_zqi.

;

Суммированная стабилизированная осадка свайного фундамента составила 1,913см, что меньше предельной 8см.

4.1.7 Расчёт фундамента под внутреннюю стену

4.1.7.1 Определение количества свай под внутреннюю стену

Принимаем 2 сваи.

4.1.7.2 Проектирование ростверка под внутреннюю стену

Минимальный шаг свай:

d = 3*b=3*0,3=0,9м;

Находим толщину ростверка (согласно расчёту на продавливание):

принимаем h_r=0,5м

4.1.7.3 Определение осадки фундамента под внутреннюю стену методом эквивалентного слоя

Должно соблюдаться условие S ? S_u

Определим средневзвешенное значение угла внутреннего трения:

;

Определяем ширину условного фундамента:

Вес условного фундамента:

Q_c=2*13,8=27,6 kH;

Q_гр=1,15*10,34*1*19,12= 227,36 кН;

Q_p=1,1*25*0,5*1,4*1=22 kH;

Среднее давление по подошве условного фундамента:

Определяем природное давление на уровне подошвы условного фундамента:

Находим дополнительное давление на уровне подошвы условного фундамента:

;

Принимаем толщину слоя, равную 0,50м.

Таблица 4.1.10 - Осадки фундамента под внутреннюю стену

;

Суммированная стабилизированная осадка свайного фундамента составила 2,362см, что меньше предельной 8см.

4.1.8 Расчёт армирования ростверка

Рис. 4.1.3

, (4.1.12)

, (4.1.13)

, (4.1.14)

где q₀ - расчетная равномерно распределённая нагрузка от здания на уровне подошвы ростверка.

При двухрядном расположении свай

Принимаем рабочую арматуру класса

S400 f_ud=365 МПа; б = 0,85.

Верхнюю арматуру рассчитываем по опорному моменту:

принимаем конструктивно (5 диаметров 12 AIII S400) A^ф=5,65см²;

Нижнюю арматуру рассчитываем по пролётному моменту:

принимаем конструктивно (5 диаметров 8 AIII S400) A^ф=2,51см²;

Поперечную арматуру принимаем конструктивно диаметром 6 Вр-1 S240, шаг 300мм.

4.2.1 Задание на проектирование

Требуется рассчитать и сконструировать сборные железобетонные конструкции междуэтажного перекрытия жилого девятиэтажного здания при следующих данных: пролет l = 6,14 м, временная нагрузка на перекрытие pⁿ = 3550 Н/м². Несущим элементом перекрытия является многопустотная панель с круглыми пустотами, имеющая номинальную длину 6300 мм, ширину 1200 мм, высоту 220 мм. Панель опирается на несущие кирпичные стены.

Таблица 4.2.1 - Нагрузки на сборное междуэтажное перекрытие

4.2.2 Определение нагрузок и усилий

На 1 м длины панели шириной 1200 мм действуют следующие нагрузки, Н/м:

- кратковременная нормативная pⁿ = 2050•1,2 = 2460;

- кратковременная расчетная p = 2665•1,2 = 3198;

- постоянная и длительная нормативная qⁿ = 5330•1,2 = 6396;

- постоянная и длительная расчетная q = 6271•1,2 = 7525;

- итого нормативная qⁿ + pⁿ = 6396 + 2460 = 8856;

- итого расчетная q + p = 7525 + 3198 = 10723.

Расчетный изгибающий момент от полной нагрузки

, (4.2.1)

Где

l₀ = 6,3 - 0,08/2 - 0,08/2 = 6,22 м;

г_n - коэффициент надежности по назначению конструкций, г_n = 0,95.

кН•м.

Расчетный изгибающий момент от полной нормативной нагрузки (для расчета прогибов и трещиностойкости) при г_f = 1

кН•м;

то же, от нормативной постоянной и длительной временной нагрузок:

кН•м;

то же, от нормативной кратковременной нагрузки:

кН•м.

Максимальная поперечная сила на опоре от расчетной нагрузки:

; (4.2.2)

кН;

то же, от нормативной нагрузки:

кН;

кН.

4.2.3 Подбор сечений

Для изготовления сборной панели принимаем: бетон класса В30, E_b = 32,5•10- ³ МПа, R_b = 17 МПа, R_bt = 1,2 МПа, г_b2 = 0,9; продольную арматуру - из стали класса A-III, R_s = 365 МПа, поперечную арматуру - из стали класса A-I, R_s= 225 МПа и R_sw = 175 МПа; армирование - сварными сетками и каркасами; сварные сетки в верхней и нижней полках панели - из проволоки класса Вр-I, R_s = 360 МПа при d = 5 мм и R_s = 365 МПа при d = 4 мм.

Панель рассчитываем как балку прямоугольного сечения с заданными размерами b ? h = 120 ? 22 см (где b - номинальная ширина; h - высота панели). Проектируем панель шестипустотной. В расчете поперечное сечение пустотной панели приводим к эквивалентному двутавровому сечению. Заменяем площадь круглых пустот прямоугольниками той же площади и того же момента инерции. Вычисляем:

h₁ = 0,9•15,9 = 14,3 см;

h_f = h^/_f = (h - h₁)/2 = (22 - 14,3)/2 = 3,8 см;

приведенная толщина ребер b = 117 - 5•14,3 = 45,5 см (расчетная ширина сжатой полки b^/_f = 117 см).

Рис. 4.2.1 Приведенное сечение панели

4.2.4 Расчет на прочность нормальных сечений

Отношение h^/_f / h = 3,8 / 22 = 0,173 > 0,1; в расчет вводим всю ширину полки b^/_f=117 см.

, (4.2.3)

где h₀ = h - a = 22 - 3 = 19 см;

R_b - расчетное сопротивление бетона осевому сжатию (табл. 13, СНиП 2.03.01-84* Бетонные и железобетонные конструкции [17]);

г_b2 - коэффициент условий работы бетона (табл. 15, [17]).

.

По таблице находим о = 0,08, з = 0,96.

Высота сжатой зоны х = о?h₀ = 0,08•19 = 1,52 см < h^/_f = 3,8 см - нейтральная ось проходит в пределах сжатой полки.

Площадь сечения продольной арматуры

; (4.2.4)

где R_s - расчетное сопротивление арматуры растяжению (табл. 19, [17]).

см².

Предварительно принимаем 6 диаметров 14 A-III, A_s = 9,23 см², а также учитываем сетку С-1 1470•6250 (ГОСТ 8478-81* "Сетки сварные для железобетонных конструкций. Технические условия"),

A_s1 = 7•0,196 = 1,38 см²;

?A_s = 9,23 + 1,38 = 10,61 см².

Стержни диаметром 14 мм распределяем по два в крайних ребрах и два в одном среднем ребре.

4.2.5 Расчет по прочности наклонных сечений

Проверяем условие необходимости поставки поперечной арматуры для многопустотных панелей, Q_max = 31,681 кН.

Вычисляем проекцию с наклонного сечения по формуле

с = ц_b2•(1+ц_f + ц_n)•R_bt?г_b2•b•h²₀/Q_b = B_b/Q_b, (4.2.5)

где R_bt - расчетное сопротивление бетона осевому растяжению (табл. 13, [17]);

ц_b2 - коэффициент, учитывающий влияние вида бетона; для тяжелого бетона ц_b2 = 2 (п 3.31, [17]);

ц_f - коэффициент, учитывающий влияние сжатых полок в тавровых и двутавровых элементах; в многопустотной плите при семи ребрах

; (4.2.6)

.

ц_n - коэффициент, учитывающий влияние продольных сил, ц_n = 0, ввиду отсутствия усилий обжатия.

B_b = ц_b2•(1+ц_f + ц_n)•R_bt?г_b2•b•h²₀ = 2•(1+0,263)•1,2•10⁶•0,9•0,455•0,19² = 44,810 кН•м.

В расчетном наклонном сечении Q_b = Q_sw = Q/2, следовательно,

с = B_b/(0,5Q) = 44,810/(0,5•31,681) = 2,36 м = 236 см > 2h₀ = 2•19 = 38 см.

Принимаем с = 38 см, тогда Q_b = B_b/c = 44,810/0,38 = 117,921 кН. Следовательно, поперечная арматура по расчету не требуется.

Поперечную арматуру предусматриваем из конструктивных условий, располагая ее с шагом:

s ? h/2 = 22/2 = 11 см, а так же s ? 15 см.

Назначаем поперечные стержни диаметром 6 мм класса A-I через 100 мм у опор на участках длиной 1/4 пролета. В средней 1/2 части панели для связи продольных стержней каркаса по конструктивным соображениям ставим поперечные стержни через 500 мм.

4.2.6 Определение прогибов

Момент в середине пролета от полной нормативной нагрузки Mⁿ = 40,687 кН•м; от постоянной и длительной нагрузок M_ld = 29,385 кН•м; от кратковременной нагрузки M_cd = 12,129 кН•м.

Определим прогиб панели приближенным методом, используя значения л_lim. Для этого предварительно вычислим:

; (4.2.7)

;

; (4.2.8)

где E_s - модуль упругости арматуры (табл. 29, [17]);

E_b - модуль упругости бетона (табл. 18, [17]).

.

По таблице находим л_lim = 17 при мб = 0,07 и арматуре класса A-III.

Общая оценка деформативности панели определяется по формуле

l/h₀ + 18•h₀/l ? л_lim; (4.2.9)

455/19 + 18?19/455 = 24,70 > л_lim = 17;

условие не выполняется, требуется расчет прогибов.

Прогиб в середине пролета панели от постоянных и длительных нагрузок определяется по формуле:

, (4.2.10)

где 1/r_c - кривизна в середине пролета панели, определяемая по формуле:

; (4.2.11)

здесь коэффициенты k_1ld = 0,46 и k_2ld = 0,11 приняты по таблице в зависимости от мб= 0,075 для двутавровых сечений.

Вычисляем прогиб f следующим образом: f_max = (5/48)•455²•14,08•10 ^{- 5} = 2,79 см, что меньше f_lim = 3 см для элементов перекрытий с плоским потолком при l =6…7м.

4.2.7 Расчет панели по раскрытию трещин

Панель перекрытия относится к третьей категории трещиностойкости как элемент, эксплуатируемый в закрытом помещении и армированный стержнями из стали класса A-III. Предельно допустимая ширина раскрытия трещин a_crc1 = 0,4 мм и a_crc2 = 0,3 мм.

Для элементов третьей категории трещиностойкости, рассчитываемых по раскрытию трещин, нормальных к продольной оси, при действии кратковременных и длительных нагрузок должно соблюдаться условие