Расчет строительной конструкции моста

 

МИНИСТЕРСТВО ОБРАЗОВАНИЯ РЕСПУБЛИКИ БЕЛАРУСЬ

МИНИСТЕРСТВО ОБРАЗОВАНИЯ И НАУКИ РОССИЙСКОЙ ФЕДЕРАЦИИ

ГОСУДАРСТВЕННОЕ УЧРЕЖДЕНИЕ ВЫСШЕГО ПРОФЕССИОНАЛЬНОГО ОБРАЗОВАНИЯ

БЕЛОРУССКО-РОССИЙСКИЙ УНИВЕРСИТЕТ

Кафедра «Строительные конструкции, здания и сооружения»

Курсовой проект

по дисциплине «Строительные конструкции»

Выполнил:

хххххххх

Аноним

Шифр: ххххххх

Проверил:

ххххххх.

Могилев, 2009

Содержание

Введение

. Расчет и конструирование междуэтажного ребристого перекрытия в монолитном железобетоне

.1 Выбор рационального расположения главных и второстепенных балок

.2 Расчет и конструирование монолитной балочной плиты

.3 Расчет и конструирование второстепенной балки

.4 Расчет и конструирование колонны

. Расчет и конструирование междуэтажных плит перекрытий в сборном железобетоне

.1 Выбор и расположение ригелей и плит. Назначение основных габаритных размеров элементов перекрытия

.2 Расчет и конструирование сборной железобетонной плиты

. Расчет береговой опоры моста

. Деревянные соединения на стальных элементах

Список литературы

Введение

При разработке проектов зданий и сооружений выбор конструктивных решений производят исходя из технико-экономической целесообразности их применения в конкретных условиях строительства с учетом максимального снижения материалоемкости, трудоемкости и стоимости строительства, достигаемых за счет внедрения эффективных строительных материалов и конструкций, снижения массы конструкций и т.п. Принятые конструктивные схемы должны обеспечивать необходимую прочность, устойчивость; элементы сборных конструкций должны отвечать условиям механизированного изготовления на специальных предприятиях.

При проектировании производственных зданий необходимо стремиться к наиболее простой форме в плане и избегать перепадов высот. При проектировании часто выбирают объемно-планировочные и конструктивные решения, так как они обеспечивают максимальную унификацию и сокращение числа типоразмеров и марок конструкций.

Увеличение объема капитального строительства при одновременном расширении области применения бетона и железобетона требует всемерного облегчения конструкций и, следовательно, постоянного совершенствования методов их расчета и конструирования.

Опоры являются ответственными сооружениями, которые должны отвечать требованиям прочности, устойчивости, надежности. Основное назначение опор заключается в передаче нагрузки с пролетных строений на грунты основания. перекрытие железобетон мост монолитный

Береговые опоры в большинстве своем располагаются на суходоле и сопрягаются с конусами подходных насыпей. Поэтому на береговые опоры, кроме вертикальных нагрузок, действуют значительные горизонтальные силы от давления грунта.

При проектировании на выбор формы тела опоры большое значение оказывают классность реки и интенсивность ледохода. Опоры, возводимые на суходоле, как правило, применяются прямоугольного сечения в плане. Опоры, располагаемые в русловой части, должны обеспечивать пропуск паводков (высоких вод) под мостом без подмыва (размыва) грунта основания и иметь закругление (заострение) боковых граней.

При выборе береговых опор моста следует отдавать предпочтение использованию типовых конструкций, а также соблюдению условий индустриальности. Кроме того, надо помнить о соблюдении условий, связанных с дальностью перевозки сборных элементов от полигона или МЖБК до места расположения моста.

При расчете строительных конструкций зданий и сооружений дорожно-строительных объектов в данном курсовом проекте мы принимаем современные строительные материалы и конструкции, что позволит увеличить прочность и срок эксплуатации здания, а вместе с тем сократить сроки строительства.

1. Расчет и конструирование междуэтажного ребристого перекрытия в монолитном железобетоне

1.1 Выбор рационального расположения главных и второстепенных балок

Выбор рационального варианта производят на основании сравнения технико-экономических показателей перекрытия в зависимости от назначения здания, конструктивных размеров, архитектурного оформление потолка, размеров помещений, эксплуатационных требований и т.п. При прочих равных условиях предпочтение отдают варианту с более высокими технико-экономическими показателями.

Для выбора более рационального варианта расположения главных и второстепенных балок составляется две схемы плана здания, в которых варьируются направления и величины пролетов главных и второстепенных балок. При этом пролет главных балок рекомендуется принимать 6 - 8 м; второстепенных = 5 - 7 м; плиты = 1,7 - 2,7 м. В перекрытиях с балочными плитами расположение главных и второстепенных балок выбирают так, чтобы соблюдалось условие / 2. Минимальная толщина плит принимается согласно СНБ 5.03. 01- 02. Ориентировочно высоту главных балок можно принимать в пределах hmb= 1/8 - 1/15 второстепенных hsb= 1/12 -/20 . Ширину балок принимают равной в = 0,3 - 0,5 h. При h 60 см высоту балок принимают кратно 5 см; h > 60 см - кратно 10 см.

Рекомендуется, чтобы крайние пролеты плит и второстепенных балок были несколько меньше средних, но не более чем на 20 %.

Об экономичности варианта разбивки сетки колонн и балок можно судить по значению приведенной толщины бетона, которая представляет собой объем бетона плиты, балок и колонн, отнесенный к 1 м2 перекрытия. К разработке принимается вариант расположения второстепенных и главных балок, для которого приведенная толщина бетона будет наименьшей.

Исходные данные: размеры здания в плане АхБ=21х50 м; количество этажей nэ = 6; высота этажей Нэ=3,5 м; нормативная временная нагрузка на перекрытия qH = 3,15 кПа; район строительства - г. Могилев; класс бетона - С20/25; класс рабочей арматуры плиты - S500,второстепенной балки S500, тип здания -гражданское.

Составляем два варианта расположения главных и второстепенных балок.

Толщину плиты перекрытия для двух вариантов принимаем равной tf = 6 см.

По эмпирическим формулам проф. A.M. Овечкина вычисляем приведенную толщину бетона.

вариант (

Приведенная толщина бетона главных балок:

(1.1)

где = 8 - количество пролетов второстепенной балки.

Приведенная толщина бетона второстепенных балок:

(1.2)

где ns= 9 - количество пролетов монолитной плиты.

Приведенная толщина бетона колонн:

(1.3)

где =3- количество пролетов главной балки;

n = nэ-1 =6-1=5- число этажей, передающих нагрузку на рассматриваемую колонну.

Полная приведенная толщина бетона перекрытия:

(1.4)

вариант (

К разработке принимаем второй вариант, как более экономичный, так как

Высоту главных балок принимаем

Принимаем =60 см;

Ширину

Принимаем =25 см.

Размеры поперечного сечения второстепенных балок предварительно

принимаем. Принимаем =35 см;

. Принимаем =15 см.

Размер поперечного сечения квадратной колонны принимаем

Принимаем 30 см (не менее 25 см и не менее =25 см).

1.вариант (

вариант (

1.2 Расчет и конструирование монолитной балочной плиты

1.2.1 Нагрузки на 1 м2 перекрытия

Нагрузка, действующая на перекрытия, состоит из постоянной и временной. Постоянная нормативная нагрузка gn состоит из веса пола и веса железобетонной плиты с затиркой цементным раствором снизу (толщина 0,5 см). Значение временной нормативной нагрузки qH принимаем по заданию. Расчетную постоянную «g» и временную «q» нагрузку вычисляют путем умножения нормативных на соответствующие коэффициенты надежности по нагрузке, т.е.

g=?gn·?f; (1.5)

q=qH·?f, (1.6)

где ?f - коэффициенты надежности по нагрузке, принимаем по приложению А.

Полная расчетная нагрузка на 1 м2 перекрытия составит:

P=g+q. (1.7)

Подсчет нагрузки удобно производить в табличной форме (таблица 1.1).

Таблица 1.1. Нагрузки на 1м2 плиты

Наименование нагрузкиНормативная, кПаКоэффициент надежности ?fРасчетная, кПа1. Линолеум (0,006м=1,2 т/м3)0,0721,350,0972. Мастика (0,001м=1,5 т/м3)0,0151,350,023. Цементно-песчаная стяжка (0,02м=1,8 т/м3)0,361,350,4864. Железобетонная плита (0,06 м=2,5 т/м3)1,51,352,025Итого: постоянная временнаяgn=1,95g=2,63qn=3,151,5qp=4,7Полная нагрузкаqp=5,1qp=7,33

При переходе от плотности материала к нагрузке использован коэффициент 9081?10

.2.2 Определение усилий, возникающих в плите от внешней нагрузки

Вырезаем полосу плиты шириной 1м перпендикулярно второстепенным балкам и рассматриваем как неразрезную многопролетную балку, загруженную равномерно распределенной нагрузкой интенсивности qs=7,33 кН/м (нагрузка на балочную плиту шириной 1м qs= q Ч 1м = 7,33 кПа·1 м = 7,33 кН/м) (см. рисунок 1.1)

Рисунок 1.1-Определение расчетных пролетов плиты

Расчетные пролеты плиты: для средних пролетов

(1.8)

для крайних пролетов

(1.9)

Значение максимальных изгибающих моментов определяем по формулам:

(1.10)

на первой промежуточной опоре

(1.11)

в средних пролетах и на средних опорах

(1.12)

Рисунок 1.2

1.2.3 Расчет прочности нормальных сечений плиты (подбор сечения продольной рабочей арматуры). Площадь поперечного сечения растянутой арматуры подбирают как для изгибаемых элементов прямоугольного сечения с одиночной арматурой шириной b = 100 см и рабочей высотой сечения d = tf - с,

Рисунок 1.3

Назначаем толщину защитного слоя с = 1,5 см, согласно СНБ 5.03. 01- 02. и ориентировочно принимаем диаметр рабочей арматуры плиты Ш = 1 см, тогда

d=tf-c-0,5Ш=6-1,5-0,5·1=4 см (1.13)

Подбираем площадь рабочей арматуры в первом пролете. Вычисляем значение коэффициента

(1.14)

где? = 1,0 - коэффициент условий работы бетона;

fcd = 13,3 - призменная прочность бетона;

Для элемента из бетона класса С20/25 с арматурой класса S500

Условие удовлетворяется, постановка поперечной арматуры для плиты не требуется.

При ?m=0,083 находим ?, = 0,957.

Требуемая площадь сечения растянутой арматуры:

(1.15)

Принимаем 6Ш5 S500 с= 118 мм2, шаг 165 мм.

Минимальная площадь сечения продольной рабочей арматуры согласно

Asmin=0.0005·b·d=0.0005·1000·40=20 мм2<As=118 мм2. (1.16)

Аналогично производим подбор продольной арматуры в других сечениях.

На первой промежуточной опоре:

; ?, = 0,937;

2

Принимаем 9Ш5 S500 с= 177 мм2, шаг 110 мм.

В средних пролетах и на средних опорах изгибающие моменты равны 1,74 кН м, но, как показали исследования, кромки плит обычно закреплены от смещения. В то же время, за счет развития значительных изгибных деформаций удлиняется средняя поверхность плиты и, таким образом, возникает распор. Поскольку последний, в ряде случаев, заметно повышает несущую способность плиты, его целесообразно учитывать при расчете. Для рассматриваемой конструкции hf'/ = 6/195 = 1/32 < 1/30, то в плитах, окаймленных по всему контуру монолитно связанными с ними балками, изгибающие моменты в сечениях промежуточных пролетов и над промежуточными опорами уменьшают на 20 % для учета возникающего распора.

; ?, = 0,966;

2

Принимаем 5Ш5 S500 с= 98 мм2, шаг 200 мм.

Распределительную арматуру назначаем не менее 10 % сечения рабочей арматуры и не менее 3-х стержней на 1м погонный плиты.

Принимаем 3Ш3 S500 с= 21 мм2, шаг 330 мм.

1.3 Расчет и конструирование второстепенной балки.

1.3.1 Нагрузки, действующие на второстепенную балку. Нагрузка на 1 м погонный балки.

qsb=qs·+bsb(- tf)·?·?f =7,33·2,1+0,15·(0,35-0,06) 2,5·1,35·10=

=16,86 кН/м, (1.17)

где ? = 2,5 т/м3 - средняя плотность железобетона;

?f =1,35 - коэффициент надежности по нагрузке.

Расчетная схема балки представлена на рисунке 1.4.

Рисунок 1.4 Расчетная схема балки

Расчетные пролеты второстепенной балки определяют согласно рисунку.1.4 по формулам:

(1.18)

м

С точки зрения статики второстепенная балка представляет собой многопролетную неразрезную балку, загруженную равномерно распределенной нагрузкой интенсивности qsb. промежуточными опорами которой служат главные балки, а крайними - стены.

.3.2 Усилии возникающие в балке от действия внешней нагрузки. Расчет второстепенных балок производят с учетом перераспределения усилий, максимальные значения изгибающих моментов вычисляют по формулам (1.10) - (1.12). Значения поперечных сил принимают равными:

на крайней свободной опоре

VA=0,4·qsb·=0,4·16,86·4,68=31,56 кН (1.19)

-на первой промежуточной опоре слева

VлВ=0,6·qsb·=0,6·16,86·4,68=47,3 кН (1.20)

-на первой промежуточной опоре справа и на всех промежуточных опорах слева и справа

VпВ=Vл-Vп =0,5·qsb·=0,5·16,86·5,25=44,26 кН (1.21)

В зависимости от схемы расположении временной нагрузки в одном и том же сечении второстепенной балки могут возникать как положительные, так и отрицательные изгибающие моменты. Для определения этих моментов строят эпюру изгибающих моментов (см. рисунок 1.5), используя табличные коэффициенты. Результаты вычислений сводят в таблицу 1.2

Таблица 1.2 - Значения изгибающих моментов в сечениях балки

ПролетРасчетное сечениеРасстояние от левой опоры (в долях) до расчетного пролетаЗначение ?Изгибающий момент qsb·, кНмЗначение М, кНмПримечание+?-?Проле-тные +Проле-тные -100016,86·4,682= 369,3q/g=4,7/ /2.63=1.8 c=0.25· ·=0.25· ·4.68=1.17 м10,20,0652420,40,0933,2max0,4250,09133,630,60,07527,740,80,027,4510,071533,22500,071516,86·5,252= 464,733,260,20,0180,038,413,970,40,0580,009274,2max0, 50,06252980,60,0580,006272,890,80,0180,0248,411,21010,06252931000,062516,86·5,252= 464,729110,20,0180,0238,410,7120,40,0580,003271,4max0, 50,062529130,60,0580,003271,4140,80,0180,0238,410,71510,062529

Рисунок 1.5 - Расчетная схема балки и огибающие эпюры изгибающих моментов и поперечных сил

Эпюру изгибающих моментов строят для 2,5 пролета, т.к. все промежуточные пролеты армируют так, как третий (если число пролетов больше 5).

Значение моментов находят по формуле

Msb=?·qsb·, (1.22)

1.3.3 Расчет прочности сечений, нормальных к продольной оси балки. Поперечное сечение второстепенной балки является тавровым, при расчете на пролетные моменты полка тавра находится в сжитой зоне и участвует в работе, при расчете на опорные (отрицательные) моменты - в растянутой зоне и в работе на прочность не участвует (см рисунок 1.5).

В пролете сечение балки рассматриваем как тавровое.

Ширину полки тавра определяют по формуле

f=bsb+2bc=15+2·87=189 см (1.23)

где bc - ширина свеса,

bc?0,5(-bsb)=0,5(550-15)=267,5 см (1.24)

(1.25)

dc=hsb-ac-0,5Ш=35-2-0,5·2=32 см (1.26)

(здесь =0,17>0,1).

Случай расположения нейтральной линии определяют по соотношению между значением изгибающего момента от внешней нагрузки М и моментом Mfd, воспринимаемым тавровым сечением при условии х - tf, т.е. при М ? Mfd нейтральная линия пересекает полку, при М > Mfd нейтральная линия пересекает ребро. Значение М вычисляют по формуле

Mfd= ?·fcd·bf·tf(dc-0,5 tf)=1·13,3·189·6·(32-0,5·6)·100=437,38 кН·м (1.27)

Так как в пролете М = 33,6 кН·м < Mfd = 437,38кН·м, то нейтральная линия проходит в полке и расчет производим как для элементов прямоугольного сечения размерами bf x d

Значение коэффициента

.

При = 0,013 находим ?=0,993. Требуемая площадь продольной арматуры

мм2

Принимаем 1Ш10 +2Ш12 S400 с= 305 мм2>290мм2;

Asmin=0,0005·bsb·dc=0,0005·150·320=24 мм2<= 339 мм2.

Площадь арматуры в средних пролетах (М = 29 кН·м)

; ?=0,995

мм2

Принимаем 2Ш10 + 1Ш12 S400 с= 270 мм2>250 мм2;

Площадь арматуры на первой промежуточной опоре (М = 33,2 кН·м)

; ?=0,910;

мм2

Принимаем 3Ш10 S400+1Ш12 S400 с=236+113=349 мм2>312 мм2;

Площадь арматуры на средних опорах(М = 29 кН·м)

; ?=0,923;

мм2

Принимаем 2Ш10 S400+1Ш12 S400 с=270 мм2>269 мм2;

1.3.4 Расчет прочности сечений, наклонных к продольной оси балки. Второстепенные балки армируют сварными каркасами и в отдельных случаях отдельными стержнями. В учебных целях в курсовом проекте балку необходимо заармировать отдельными стержнями. В этом случае наклонные сечения армируют хомутами и отогнутыми стержнями. При этом хомуты назначают по конструктивным требованиям, а отогнутые стержни определяют расчетом.

Диаметр хомутов dw в вязаных каркасах изгибаемых элементов должен приниматься не менее 6 мм при высоте балки 80 см и не менее 8 мм при h > 80 см. Шаг хомутов на приопорных участках (1/4 пролета) назначают в зависимости от высоты балки. При высоте балки h, равной или менее 450 мм, не более h/2 и не более 150 мм; при h > 450 мм S ?, h/З и не более 500 мм. На остальной части пролета при h > 300 мм поперечная арматура устанавливается с шагом S ? 3/4h и не более 500 мм.

В нашем случае принимаем двухветвевые хомуты из стержней класса A-I диаметром 6 мм, dw = 6 мм. Шаг хомутов в приопорных участках принимаем 150 мм, что меньше hsb/2 = 350/2 = 175 мм. На средних участках пролетов назначаем шаг хомутов равным 250 мм, что меньше 3/4h = 3/4 х35 = 26,2 см и меньше 500 мм.

Находим линейное усилие, которое могут воспринимать хомуты

(1.28)

Проверяем условие обеспечения прочности по наклонной полосе между наклонными трещинами

Vmax=98,2 кН?0,3?wi· ?bi·fc·b·d=0,3·1,0875·0,867·13,3·150·320=180 кН, (1.29)

где ?wi=1+5?·?w=1+5·7·0,0025=1,0875 (1.30)

; ;

?bi=1-?·fcd=1-0,01·13,3=0,867. (1.31)

При невыполнении условия (1.29), необходимо увеличить диаметр хомутов или уменьшить их шаг.

Вычисляем поперечную силу Vwb, которую могут воспринять хомуты и бетон:

где ?b2=2 - для тяжелого бетона;

fct=1,05 - расчетное сопротивление бетона растяжению;

(1.32)

При этом

Поперечная сила, которую могут воспринять хомуты и бетон, равна 99,8 кН>38,2 кН, следовательно, прочность наклонных сечений обеспечена.

1.3.5 Построение эпюры материалов

С целью экономичного армирования и обеспечения прочности сечений балки строим эпюру материалов, представляющую собой эпюру изгибающих моментов, которые может воспринять элемент по всей своей длине. Значение изгибающих моментов воспринимающей в каждом сечении при известной ее площади рабочей арматуры вычисляем по формуле

M=?i·dc·Asi·fyd, (1.33)

где Asi и dc - площадь сечения арматуры и соответствующая рабочая высота рассматриваемого сечения;

?=1-0,5?; .

На участках с As = const значение Ми постоянно и эпюра М изображается прямой линией. На участках наклонной арматуры, где отдельные рабочие стержни отгибаются в верхнюю зону, значения Ми постепенно уменьшаются по мере продвижения к опоре. При обрыве стержней, с целью обеспечения прочности наклонных сечений по изгибающему моменту, их заводят за сечение, где они не требуются по расчету, на длину не менее 20d и не менее величины W, которую для стержней вычисляют по формуле

(1.34)

где V - поперечная сила в нормальном сечении, проходящем через точку теоретического обрыва стержня;s,inc, ? - площадь сечения и угол наклона отгибов, пересекающих вышеназванное сечение, соответственно;sw - линейное усилие, воспринимаемое хомутами;- диаметр обрываемого стержня.

Эпюра материалов должна охватывать эпюру изгибающих моментов.

В первом пролете у опор отгибаем средний стержень Ш10 S400 и заводим в растянутую зону над промежуточной опорой. По конструктивным требованиям отгибаем этот же стержень на свободную опору. Определим несущую способность сечения I-I (см графическую часть), соответствующую отдельному армированию двумя стержнями Ш12 S400 и одним стержнем Ш10 S400.

Относительная высота сжатой зоны бетона

;

при ?=0,014; ?=0,995

M2=?·dc·As2·fyd= 0,995·320·226·365=26,3 кНм,

где As2=226 мм2 (2Ш12 S400);3=?·dc·As3·fyd = 0,995·320·78,5·365=9,1 кНм,

где As3=78,5 мм2 (1Ш10 S400);

M2+ M3=26,3+9,1=35,4 кНм>33,6 кНм

Во втором пролете отгибаем средний стержень в растянутые надопорные зоны. Вычислим изгибающие моменты, воспринимаемые сечением (3-3 см графическую часть) с двумя и одним стержнями соответственно.

; ?=0,995

M6=?·dc·As6· fyd = 0,995·320·157·365=18,2 кНм,

где As6=157 мм2 (2Ш10 S400);5=?·dc·As5· fyd = 0,995·320·113,1·365=13,1 кНм,

где As5=113,1 мм2 (1Ш12 S400);

M6+ M5=18,2+13,1=31,3 кНм>29 кНм

Так как в средних пролетах могут возникать значительные отрицательные моменты, то для их восприятия по всей длине пролетов устанавливаются стержни без обрывов Ш 10 и более в зависимости от величины отрицательного момента. Теоретические места обрывов стержней определяем графическим способом.

Над первой промежуточной опорой сечение 2-2 размещаем 2Ш10 S400, отогнутый стержень из первого пролета 1Ш10 S400 и со второго пролета 1Ш12 S400. Верхние точки перегибов стержней отодвигаем от грани опор на расстояние 10см . Отгибы выполняем под углом 45°.

Определим значение моментов, которые может воспринять сечение при учете отдельно рассмотренных стержней и их групп.

; ?=0,9

где =349 мм2 (3Ш10+1Ш12 S400)

M4=?·dc·As4· fyd = 0,9·320·157·365=16,5 кНм,

где As4=157 мм2 (2Ш10 S400);5=?·dc·As5· fyd = 0,9·320·78,5·365=8,3 кНм,

где As5=78,5 мм2 (1Ш10 S400);3=?·dc·As3· fyd = 0,9·(320-40)·113,1·365=10,4 кНм,

где As3=113,1 мм2 (1Ш12 S400);

M4+ M5+ M3=16,5+8,3+10,4=35,2 кНм>33,2 кНм

Над второй промежуточной опорой размещается два прямых стержня 2Ш10 S400 и один отогнутый стержень из смежного пролета 1Ш12 S400 сечения 4-4.

Определим величины моментов воспринимаемые ими:

; ?=0,925

где =270 мм2 (2Ш10+1Ш12 S400)

M4=?·dc·As4· fyd = 0,925·320·157·365=17 кНм,5=?·dc·As5· fyd = 0,925·320·113,1·365=12,2 кНм,4+ M5 =17+12,2=29,2 кНм>29 кНм

В соответствии с требованиями СНБ 5.03.01-02 обрываемые в пролете стержни следует заводить за точку теоретического обрыва на расстояние не менее

0,5·35=1,75 см

20·d=20·12=24 см. Принимаем наибольшую величину ? = 24 см.

Для всех остальных обрываемых стержней принимаем ? = 20d.

1.4 Расчет и конструирование колонны

.4.1 Нагрузки, действующие на колонну

Нагрузка на один квадратный метр перекрытия от собственного веса:

кПа

Временная (полезная) нагрузка на перекрытие - 4,7 кПа;

Снеговая qснег=1,2·1,5=1,8 кПа

Грузовая площадь колонны Агруз = 5,5-6,1 = 34,65 м2.

Vснег=1,8·34,65=51,97 кН

Gп=3,39·34,65=117,46 кН

Vп=4,7·34,65=130,98 кН

Собственный вес колонны в пределах первого этажа

Gк=bc2·Hэ·?·?с=0,32·3,5·25·1,1=8,66 кН

Определяем усилие в колонне в пределах первого этажа:

от постоянных нагрузок:

=Gп·n+Gк·n=117,46·6+8,66·6=756,72 кН

- от переменных:

1=(n-1)·Vп=(6-1)·130,98=654,9 кН

V2= Vснег=51,97 кН

Составим расчетные комбинации усилий:

Sd,1=G+VД+??о·V=756,72+654,9+0,7·51,97=1448 кН;

NSd,2=G+VД+??о·V=756,72+51,97+0,7·654,9=1267,12 кН;

где: VД - доминирующая переменная нагрузка.

Наиболее невыгодной является первая комбинация - Nsd,1=1448 кН;

Длительную часть переменной нагрузки определим путем умножения полной части переменной нагрузки на коэффициент сочетания ?2, СНБ 5.03.01-02 «Бетонные и железобетонные конструкции»

1,l=V1·?2=654,9·0,5=327,45 кН

V2,l=V2·?2=51,97·0,3=15,59 кН

Выберем длительную часть для первой комбинации:

NSd,l=756,72+327,45+15,59=1099,76 кН

Таким образом,

NSd=1448 кН - полное усилие в колонне первого этажа,

NSd,l=1099,76 кН - длительная часть усилия в колонне первого этажа.

Расчетную длину колонны определяем по формуле

lo=?·lcol=1·2950=2950 мм

где ?= 1 - коэффициент, зависящий от характера закрепления концов стойки.col - геометрическая длина колонны

1со1 = Hэ + 50 - 600 = 3500 + 50 - 600 = 2950 мм.

Нэ = 3,5 м - высота этажа по условию;

- высота сечения главной балки, мм;

.050 - отметка обреза фундамента, м.

Случайный эксцентриситет составит:

=10 мм.

Определим гибкость колонны и необходимость учета влияния продольного изгиба:

мм.

следовательно, необходимо учитывать влияние продольного изгиба.

Определим эффективную расчетную длину:

,

мм.

Определим гибкость ? через bc:

,

.

Расчетное сопротивление арматуры составит fyd=450 МПа,

Расчетное сопротивление бетона сжатию fcd=14,5 МПа.

По СНБ 5.03.01-02 величина коэффициента ?=0,905.

Из условия NSd?NRd=?·(?·fcd·Ac+As,tot·fyd) площадь арматуры, требуемая по расчету

мм2.

Принимаем 4Ш20 S500 As=1256 мм2>As,tot=1090 мм2.

Коэффициент армирования

Поперечную арматуру принимаем из стали класса S240 диаметром 6 мм с шагом 15d=15·20=300 мм (d=20 мм - диаметр продольных сжатых стержней). В местах стыков стержней внахлестку шаг хомутов назначаем равный 10d=10·20=200 мм.

2. Расчет и конструирование междуэтажных плит перекрытий в сборном железобетоне.

2.1 Выбор и расположение ригелей и плит. Назначение основных габаритных размеров элементов перекрытия.

Исходные данные: Тип здания - гражданское. Размер здания в осях АхБ-21x50 м.

Тип панелей перекрытия - с круглыми пустотами. Номинальные размеры плит определяются с плана перекрытия здания.

Бетон класса В25; fcd=13,3 МПа; fctd=1,05 MПa, Eb=27-103 MПa. Рабочая арматура продольных ребер класса S500; fyd-450 МПа; Es=2·105 МПа. Поперечную арматуру принимаем класса S400, fywd-175 МПа; fyd=218 МПа. Армирование выполняется сварными каркасами и сетками.

Плиты перекрытия принимаются сборными: многопустотными. Оси ригелей располагают вдоль разбивочных осей здания.

Для рассматриваемого здания средние пролеты приняты равными (по осям) l=5,5 м. Расстояние между ригелями назначаем с таким расчетом, чтобы длина плит не превышала 6 м. Ригель принимаем таврового сечения с полкой внизу. Высоту ригеля принимаем равной h=1/12·l= 1/12·5,5=0,45 м. Принимаем h=45 см, кратно 5. Ширину полок назначаем равной 10 см.

Поперечные размеры плит принимаем типовые.

Размеры поперечных сечений колонн определяем bk=1/12·Нэ=1/12·3,5=29 см. Принимаем 30 см.

2.2 Расчет и конструирование сборной железобетонной плиты

Таблица 2.1. Нагрузка, действующая на плиту

Наименование нагрузкиНормативная, кПаКоэффициент надежности ?fРасчетная, кПаПостоянная1. Линолеум (6 мм=1,2 т/м3)0,0721,350,0972. Мастика (1 мм=1,5 т/м3)0,0151,350,023. Цементно-песчаная стяжка (20 мм=1,8 т/м3)0,361,350,4864. От железобетонной плиты приведенная толщина (hred=112,2 мм=2,5 т/м3)2,81,353,78Итого: постаяннаяgn=3,2g=4,4временнаяqn=3,155. а том числе длительно действующая 3,15·0,35=1,11,11,51,656. в том числе кратковременно действующая 3,15·0,65=2,052,051,53,08Полная нагрузкаqn=6,35q=9,13

Нагрузка на 1 погонный метр плиты составит:

а) полная нормативная нагрузка 6,35·1,2=7,62 кН/м;

б) нормативная постоянная и длительно действующая:

(3,15+1,1)·1,2=5,1 кН/м;

в) нормативная кратковременно действующая 3,15·1,2=3,78 кН/м;

г) полная расчетная 9,13·1,2=10,9 кН/м.

2.2.1 Определение усилий, возникающих в сечениях плиты от действия внешней нагрузки

Расчетную длину плиты определяем рассматривая план перекрытая здания и фрагмент разреза.

lo=ln-b-2а-2с=5500-200-2·20-2·40=5180 мм.

Расчетная схема плиты представляет собой свободно опертую балку таврового сечения с равномерно распределенной нагрузкой.

Максимальный изгибающий момент:

а) от полной расчетной нагрузки

;

б) от полной нормативной нагрузки

в) от нормативных постоянных и длительно действующих нагрузок

;

г) от нормативной кратковременной нагрузки

;

д) поперечная сила от полной расчетной нагрузки

;

2.2.2 Компоновка геометрических размеров плит перекрытия

Размеры плит по длине принимаем согласно плана перекрытия и способа опирания на балки. Поперечные размеры назначают в соответствии с конструктивным решением типовых плит перекрытий.

Высоту плиты предварительно принимаем: h = (1/30-1/34)l.

Принимаем 20 см, кратно 5см.

Расчет плиты по первой группе предельных состояний.

2.2.3 Расчет нормальных сечений по прочности. Поперечное сечение многопустотной плиты приводим к эквивалентному тавровому сечению. Заменяем площади круглых отверстий на площади равновеликие квадратным со стороной.

h1=0,9d=0,9·159=143 мм=14,3 см

.

Приведенная толщина ребер=1190-143·6-15·2=302 мм.

Расчетная ширина сжатой полки bf=1190-15-2=1160 мм.

Устанавливаем расчетный случай для приведенных тавровых сечений, проверяя условие?fcd·bf·hf·(d-0,5hf)=13,3·116·3,85·(19-0,5·3,85)·100=11057258 Н·см=110,6 кН·м > 36,6 кН/м.

Условие соблюдается, следовательно, нейтральная ось проходит в полке х< hf. Расчет в этом случае выполняем как для элементов прямоугольного сечения с размерами bf·d.

0,252; ?=0,988

см2.

Принимаем 4Ш12 S500 с As=4,52 см2.

2.2.4 Расчет по прочности сечений наклонных к продольной оси плиты

Шаг S поперечной арматуры в балочных плитах при равномерно распределенной нагрузке устанавливается на 1/4 пролета от опоры при высоте сечения элемента h < 450 мм не более 150 мм; то же , свыше h > 450 мм не более h/3 и не более 500 мм.

На остальной части пролета при высоте сечения элемента h > 300 мм S не более 3/4 h и не более 500 мм. Поперечную арматуру принимаю конструктивно, а прочность - по наклонному сечению проверяем расчетом.

Принимаем S = h/2 = 220/2 = 110<150 мм.

В остальной части пролета поперечную арматуру не устанавливают.

По условиям сварки диаметр поперечной арматуры назначаем 6 мм, так как диаметр рабочей продольной арматуры принят 12 мм, а по условиям сварки dmin:dmax>0,25

Расчет железобетонных изгибаемых элементов на действие поперечной силы для обеспечения прочности по наклонной полосе между наклонными трещинами.

V?0,3?w·?b1·fcd·b·d;

V=0,3·1,080,855-13,3·180-270= 195,2 кН>31,24кН,

где ?w1 = 1+3а??w ?1,3 ?= Es/Eb = 21·104/27·103 = 7,77;

?w = Asw·nw / b·S = 28,3·2/302·110 = 0,00170379;

?w1 = 1+5·7,77·0,00170379=1,066 < 1,3;

?b1 =1-?· fcd =1-0,01·13,3 = 0,855; ?= 0,01. Условие удовлетворяется.

Вычисляем поперечную силу, которую могут воспринять совместно бетон и поперечная арматура по наклонной трещине по формуле

125,705 кН;

?b2=2,0;

.

; Rbt=1,05 МПа.

.

Vmax = 21,86 кН< VWbs = 125,705 кН - прочность по наклонному сечению обеспечивается.

2.2.5 Определение потерь предварительного напряжения при натяжении арматуры

Потери от релаксации напряжений в арматуре при электротермическом способе натяжения МПа

Тогда усилие в арматуре к началу обжатия бетона

P1=(?sp-?1)As=(460-13,8)·462=206144 Н

Площадь приведенного сечения

Ared=Ab+AsEs/Eb=133661+462·2·105/27·103=137083 мм2.

Статический момент приведенного сечения относительно нижней грани

Sred=Ab·0,5·h+Es/Eb·As·a=133661·0,5·220+2·105/27·103·462·27=14795017 мм3.

где a=2+ds/2=2+1,4/2=2,7 см

Положение центра тяжести приведенного сечения:

y0= Sred/Ared=14795017/137083=107 мм.

Приведенный момент инерции:

Ired=Ib+Es/Eb·Is=1160·38,53/12+1160·38,5·(113-0,5·38,5)2+1190·38,53/12+1190·38,5·

·(107-0,5·38,5)2+302·1433/12+302·143·(110-107)2+2·105/27·103·462·(107-27)2= =852334979 мм4.

Момент сопротивления по нижней зоне:

Wred= Ired/ y0=852334979/107=7965747 мм3,

то же, по верхней зоне

Wred= Ired/ (h-y0)=852334979/(220-107)=7542787 мм3,

Эксцентриситет усилия обжатия Р1 относительно центра тяжести сечения eop=yo-a=107-27=80 мм.

Напряжение в бетоне при обжатии на уровне арматуры

?bp=P1/Ared+ P1·eop2/Ired=206144/137083+206144·802/852334979=3,05 МПа

Передаточную прочность бетона примем Rbp=0,7B=0,7·25=17,5 МПа.

Тогда отношение

?bp/Rbp=3,05/17,5=0,17<?=0,25+0,025Rbp=0,25+0,025·17,5=0,69.

Потери от быстронатекающей ползучести при этом

?6=0,85·40·?bp/Rbp=0,85·40·0,17=5,78 МПа.

Усилие в арматуре к концу обжатия

P1=(?sp-?1-?6)·As=(460-13,8-5,78)·462=203474 Н

и напряжение в бетоне на уровне арматуры

?bp=3,05·203474/206144=3,01 МПа.

?bp/ Rbp=3,01/17,5=0,17<0,75.

Потери от усадки бетона ?8=35 МПа

Потери от ползучести бетона ?9=0,85·150 ?bp/ Rbp=0,85·150·0,17=21,7 МПа.

Суммарные потери ?1+ ?6+ ?8+ ?9=13,8+5,78+35+21,7=76,28 МПа

Суммарные потери принимаются не менее 100 МПа.

Тогда усилие в арматуре с учетом всех потерь P2=(460-100)·462=166320 Н.

2.2.6 Расчет по образованию трещин

По условиям эксплуатации к трещиностойкости панели предъявляют требования 3-й категории. Поэтому расчет ведем на действие нормативных нагрузок( , ).

Вначале проверяем трещиностойкость среднего нормального сечения в стадии изготовления. Максимальное напряжение в бетоне от усилия обжатия

?bp=P1/ Ared+ P1·eop·y0/Ired=166320/137083+166320·80·107/852334979=2,88 МПа.

Коэффициент должен находится в пределах 0,7???1. Тогда расстояние от ядровой точки, наиболее удаленной от растянутой зоны, до центра тяжести

r=?Wred/ Ared=1·7542787/137083=55 мм.

Упругопластические моменты сопротивления по растянутой зоне для двутавровых симметричных сечений при и можно определять как Wpl=1,5Wred в стадии изготовления Wpl=1,5Wred в стадии эксплуатации. Тогда Wpl=1,5·7542787=11314180 мм3 и Wpl=1,5·7965747=11948620 мм3

При проверке трещиностойкости в стадии изготовления коэффициент точности натяжения ?sp принимают больше единицы на величину отклонения ? ?sp, а в стадии эксплуатации - меньше на ту же величину.

Момент. воспринимаемый сечением при образовании трещин в стадии изготовления,

1,275·11314180=14425579 Н·мм,

здесь определяем при прочности бетона Rbp. Момент от внецентреного обжатия, вызывающий появление трещин,

Mrp=?sp P1(eop-r)=1,141·166320·(80-55)=4744278 Н·мм.

Поскольку Mrp<, трещины при обжатии не образуются. По результатам выполненного расчета трещиностойкость нижней грани в стадии эксплуатации проверяем без учета влияния начальных трещин.

Максимальное сжимающие напряжения в бетоне сжатой (верхней) зоны от совместного действия нормативных нагрузок и усилия обжатия

?bp =P2/Ared-P2eop(h-y0)/Ired+(h-y0)/Ired=166320/137083-166320·80·(220-

-107)/852334979+25600000·(220-107)/ 852334979=2,7 МПа.

Принимаем ?=1. Тогда расстояние от ядровой точки, наиболее удаленной от растянутой (нижней) зоны, до центра тяжести сечения

r=?Wred/ Ared=1·7965747/137083=58 мм.

Момент, воспринимаемый сечением при образовании трещин в стадии эксплуатации,

?sp P2(eop-r)=1,6·11948620+0,859·166320·(80+55)=

=26975660 Н·мм

где определяем по классу бетона В. Момент от нармотивных нагрузок вызывающий появление трещин, Mn=25600000<=26975660

Трещины в нижней зоне не образуются, т.е. не требуется расчет ширины раскрытия трещин.

2.2.7 Расчет плиты по деформациям

Расчет прогиба плиты выполняем при условии отсутствия трещин в растянутой зоне бетона.

Находим кривизну от действия кратковременных нагрузок

постоянных и длительных

где ?b= ?6+ ?8+ ?9=5,78+35+21,7=62,48 МПа

Прогиб от постоянной и длительной нагрузок составит:

8,6 мм.

Прогиб не превышает предельную величину.

2.2.8 Расчет плиты на монтажные нагрузки. Плита имеет четыре монтажные петли из стали класса А-1 , расположенные на расстоянии 70 см от ее концов. Отрицательный изгибающий момент консольной части плиты от центра монтажных петель.

М=q·l12/2=3,598·0,72/2=0,88 кН·м;

гдеq=Кd·?f·g·b=1,4·1,35·16·1,19=3,598 кН/м

Кd=1,4 - коэффициент динамичности; ?f=1,35; g=hred·?=0,1122·25000=2805 Н/м2 - собственный вес 1 м2 плиты; b - 1,19 - ширина плиты.

Этот момент воспринимается продольной монтажной арматурой каркасов и продольными стержнями сетки. Требуемая площадь сечения арматуры воспринимается отрицательным моментом и составит:

см2

где Z=0,9·d=0,9·19 =17,1 см.

При подвеске плиты вес ее может быть передан на три петли. Тогда усилие на одну петлю составит:

=q·l/3= 3,598·5,18/3 = 11,86 кН.

Площадь сечения арматуры петли

см2

Принимаем конструктивно Ш12 А=1,131 см2.

. Расчет береговой опоры моста

Стена береговой опоры моста работает как подпорная стена и воспринимает расчетную нагрузку от пролетных конструкций N2=100 кН на метр погонный ее длины. Мост запроектирован многопролетный. Проверить несущую способность опоры на прочность выполненной из бутобетона с рваным бутовым камнем марки 100 на растворе марки 35. Объемная масса грунта ?=18 кН/м3. Расчетный угол внутреннего грунта трения ? = 30°. Нормативное значение приведенной эквивалентной временной нагрузки от транспортных средств q = 40 кН/м2.

Определяем приведенную толщину грунта от временной нагрузки:red = 40/18 = 2,2 м.

Верхнюю и нижнюю ординату эпюры бокового давления грунта на 1 метр погонный определяем по [7, формулц(105)и (1 Об)]

q1=n·?·Hred·tg2(450-?/2)=1,2·18·2,2·tg2(450-30/2)=15,84 кН/м

q2=n·?·(n1/n2·Hred+H)·tg2(450-?/2)=1,2·18·(1,2/1,2·2,2+2,8)·tg2(450-30/2)=36 кН/м

где n1=n2=n=1,2 - коэффициенты надежности для временной нагрузки и объемной массы грунта.

Определяем изгибающий момент, вызванный внецентренно приложенной нагрузкой от пролетных конструкций моста у верха береговой опоры

М2 = N2·l0=100·0,133=13,3 кН/м.

Определяем изгибающие моменты от бокового давления грунта на стену береговой опоры в двух сечениях I-I, II-II; расположенных на расстоянии 0,4 Н от верха стены и на расстоянии 0,6 Н.I-I = 0,4·Н = 0,4·2,8 = 1,12 м; hII-II = 0,6·Н = 0,6·2,8 = 1,68 м;

МI-I= 1/6{Н·(2q1+q2)·х-[3q1+(q2-q1)х/Н]·х2}=1/6·{2,8·(2·15,84+36)·1,12-[3·15,84+(36-15,84)·1,12/2,8]·1,122}=7,08 кН/м

МII-II=(0,056q1+0,064q2)H2=(0,056·15,84+0,064·36)·2,82=25 кН/м

Определяем суммарные изгибающие моменты в сечениях I-I, II-II стены:

?МI-I=M2·0,6=13,3·0,6-7,08=0,9 кН/м

?МII-II=M2·0,4=13,3·0,4-25=-19,68 кН/м

Проверку прочности стены проверяем в сечениях 2-2. Определяем вертикальную нагрузку в этом сечении стены:

II-II=NIII-II+N2=1,68·0,4·2,8·0,9+100=101,69 кН.

Эксцентриситет приложения этой нагрузки

е0=МII-II/NII-II=19,68/101,69=0,19 м.

Прочность стены береговой опоры проверяем при внецентренном сжатии.

N<Nсс=mg·?1·R·A·(1-2e0/h)·?=1·0,995·1,5·6000·(1-2·19/60)·1,32·(100)=433422 Н =433,4 кН> NII-II=101,69 кН.

,24 кН,

где mg=l, таккак h =60>30 см.

?1=(?+?c)/2=(0,99+1)/2=0,995 по СНиП 11.22.81.

где ? =1500.

?h=H/h=2,8/0,6=4,67. ?=0,99.

?hc=H/hc=2,8/0,22=12,7 ?c=1

где hc=(h-2e0)=(0,6-2·0,19)=0,22

R=1,5 МПа СНиП 11.22.81; А=h·b=60·100=6000 см2,

где b-100 см.

?=1+e0/h=1+0,19/0,6=1,32<1,45 по СНиП 11.22.81.

Так как е0=19 см < 0,35·h=0,35·60=21 см, то расчет по второй группе предельных состояний не требуется.

Деревянные соединения на стальных элементах.

4.1 Расчет опорного узла

Опорная реакция фермы А=90 кН; ?=36 Пояса выполнены из брусьев ели сечением 18x22 (h)=396 см2.

;

.

;

.

Принятые размеры сечений поясов удовлетворяют по прочности.

Верхний сжатый пояс упирается в опорном узле во .вкладыш. Площадь упора F=l8х22=396 см2.

Проверяем прочность вкладыша на смятие.

,

где .

Через вкладыш передается горизонтальная составляющая усилия NC=NP на швеллерный упор.

Из конструктивных соображений предварительно принят швеллер №20 из стали с 345-4 с Ry=335 МПа, W=20,5 см3.

Изгибающий момент в швеллерном упоре, принимая ,что давление от вкладыша на его будет передаваться равномерным, определяется по выражению

,

где q=313 Н/см2·18 см = 5634 Н/см;

см - ширина нижнего пояса фермы;

l=24,2 см; a=(24,2-22)/2=1,1 см.

,

Усилия от упорного швеллера передаются на две горизонтальные траверсы. Траверсы принимаем из двух сваренных вместе равнополочных уголков 63x5 квадратного сечения из стали С-235 с Ry=230 МПа. Изгибающий момент в траверсы определяем из выражения как для упорного швеллера.

.

Так как усилие от нижнего пояса фермы передается на горизонтальные траверсы через швеллерный упор, который шире пояса на 2см.

где qmp = N/b = 124000/20 = 6200 Н/см2; швеллер № 20:

,

где

.

Через траверсы усилие Np воспринимают четыре стальных тяжа. Требуемая площадь сечения нетто тяжа

,

где =170 МПа

Аn =2,14 см - по нарезанной под гайку расчетной части сечения. В соответствии с ГОСТ 22366-77 принимаем диаметр тяжа 22 мм с

Аn =352 мм2 > 214 мм2.

Вертикальные траверсы воспринимают усилия Np от тяжей. Эти вертикальные траверсы приняты из равнополочных уголков из стали С-235 с Ry=230МПа.

Изгибающий момент в одном уголке траверса определяем по выражению

где qmp = N/b = 124000/22=5636 Н/см2;

.

где

4.2 Расчет нагельных соединений на опорных узлах фермы

Стык нижнего растянутого пояса стропильной фермы выполнен посредством дощатых накладок, h x b = 22 х 10 см, соединенных с поясом нагеля из круглой стали. Диаметр нагелей принимаем 20 мм.

Определяем расчетную несущую способность нагелей на один срез по формулам

Tu=1,8d2+0,02a2=1,8·22+0,02·102=9,2 кН.

Тс=0,5cd=0,5·18·2=18 кН;

Та=0,8ad=0,8·10·2=16 кН.

Наименьшая несущая способность Тu = 9,2 кН. Нагеля двухсрезные. Требуемое число нагелей вычисляем по

6,74 шт.

где N - расчетное усиление, равное Np=124 кН;

Т - наименьшая расчетная несущая способность, Тu=9,2 кН;

nш - число расчетных швов одного нагеля.

Принимаем 7 нагелей, из которых - 4 болта. Нагели размещаем в два продольных ряда.

S1?7d; S2?3,5d; S3?3d;

где S1 - расстояние нагелей вдоль волокон древесины;2 - расстояние нагелей поперек волокон;3 - расстояние нагелей от кромки элемента.

Проверяем прочность нижнего пояса.

ТНТ=b·(h-2d)=18·(22-2·2)=324 см2;

.

Проверку прочности накладок не выполняем, так как их суммарное поперечное сечение больше пояса.

Список литературы

1. СНБ 5.03. 01- 02. Бетонные и железобетонные конструкции. - Мн., 2003.

2. СНиП II.23.81* изд. 1988г. Стальные конструкции.-М., 1988.

. СНБ 5.05.01-2000. Деревянные конструкции.-М., 2001.

. СНиП 2.01.07-85. Нагрузки и воздействия. Нормы проектирования. -М.,1986.

5. СНиП 11.22.81. Каменные и армокаменные конструкции. - М, 1983.

. Пособие по проектированию каменных и армокаменных конструкций (к СНиП-11 -22-81) М. 1989.

. Бондаренко В.М. Железобетонные и каменные конструкции / В.М. Бондаренко, Д.Г. Суворкин - М., 1987.

8. Мандриков А.П. Примеры расчета железобетонных конструкций. - М.: Стройиздат, 1989.

. Методические указания к выполнению курсового проекта в 2-х частях.- Могилев, 2004.

МИНИСТЕРСТВО ОБРАЗОВАНИЯ РЕСПУБЛИКИ БЕЛАРУСЬ МИНИСТЕРСТВО ОБРАЗОВАНИЯ И НАУКИ РОССИЙСКОЙ ФЕДЕРАЦИИ ГОСУДАРСТВЕННОЕ УЧРЕЖДЕНИЕ ВЫСШЕГО ПРОФЕССИОНАЛЬНОГО ОБ

Больше работ по теме: