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·γf;
(1.5)
q=qH·γf,
(1.6)
где γf
- 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
нагрузки
|
Нормативная,
кПа
|
Коэффициент
надежности γf
|
Расчетная,
кПа
|
|
1.
Линолеум (0,006м=1,2 т/м3)
|
0,072
|
1,35
|
0,097
|
|
2.
Мастика (0,001м=1,5 т/м3)
|
0,015
|
1,35
|
0,02
|
|
3.
Цементно-песчаная стяжка (0,02м=1,8 т/м3)
|
0,36
|
1,35
|
0,486
|
|
4.
Железобетонная плита (0,06 м=2,5 т/м3)
|
1,5
|
1,35
|
2,025
|
|
Итого:
постоянная временная
|
gn=1,95
|
|
g=2,63
|
|
qn=3,15
|
1,5
|
qp=4,7
|
|
Полная
нагрузка
|
qp=5,1
|
|
qp=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)
гдеα
= 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
αm=0,083
находим ζ,
= 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:
; ζ,
=
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.
; ζ,
=
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)·ρ·γf
=7,33·2,1+0,15·(0,35-0,06) 2,5·1,35·10=
=16,86 кН/м, (1.17)
где ρ
= 2,5 т/м3 - средняя плотность железобетона;
γf
=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
|
Пролет
|
Расчетное
сечение
|
Расстояние
от левой опоры (в долях) до расчетного пролета
|
Значение
β
|
Изгибающий
момент qsb· ,
кНм
|
Значение
М, кНм
|
Примечание
|
|
|
|
+β
|
-β
|
|
Проле-тные
+
|
Проле-тные
-
|
|
|
1
|
0
|
0
|
0
|
|
16,86·4,682=
369,3
|
|
|
q/g=4,7/
/2.63=1.8
c=0.25· · =0.25·
·4.68=1.17 м
|
|
1
|
0,2
|
0,065
|
|
|
24
|
|
|
|
2
|
0,4
|
0,09
|
|
|
33,2
|
|
|
|
max
|
0,425
|
0,091
|
|
|
33,6
|
|
|
|
3
|
0,6
|
0,075
|
|
|
27,7
|
|
|
|
4
|
0,8
|
0,02
|
|
|
7,4
|
|
|
|
5
|
1
|
|
0,0715
|
|
|
33,2
|
|
|
2
|
5
|
0
|
|
0,0715
|
16,86·5,252=
464,7
|
|
33,2
|
|
|
6
|
0,2
|
0,018
|
0,03
|
|
8,4
|
13,9
|
|
|
7
|
0,4
|
0,058
|
0,009
|
|
27
|
4,2
|
|
|
max
|
0, 5
|
0,0625
|
|
|
29
|
|
|
|
8
|
0,6
|
0,058
|
0,006
|
|
27
|
2,8
|
|
|
9
|
0,8
|
0,018
|
0,024
|
|
8,4
|
11,2
|
|
|
10
|
1
|
|
0,0625
|
|
|
29
|
|
|
3
|
10
|
0
|
|
0,0625
|
16,86·5,252=
464,7
|
|
29
|
|
|
11
|
0,2
|
0,018
|
0,023
|
|
8,4
|
10,7
|
|
|
12
|
0,4
|
0,058
|
0,003
|
|
27
|
1,4
|
|
|
max
|
0, 5
|
0,0625
|
|
|
29
|
|
|
|
13
|
0,6
|
0,058
|
0,003
|
|
27
|
1,4
|
|
|
14
|
0,8
|
0,018
|
0,023
|
|
8,4
|
10,7
|
|
|
15
|
1
|
|
0,0625
|
|
|
29
|
|
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=β·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=
α·fcd·b’f·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 b’f
x d
Значение коэффициента
.
При 
=
0,013 находим ζ=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)
; ζ=0,995
мм2
Принимаем 2Ш10 + 1Ш12 S400 с=
270 мм2>250 мм2;
Площадь арматуры на первой промежуточной опоре
(М = 33,2 кН·м)
; ζ=0,910;
мм2
Принимаем 3Ш10 S400+1Ш12 S400 с=236+113=349
мм2>312 мм2;
Площадь арматуры на средних опорах(М = 29 кН·м)
; ζ=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≤0,3φwi·
φbi·fc·b·d=0,3·1,0875·0,867·13,3·150·320=180
кН, (1.29)
; 
;
φbi=1-β·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 φb2=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=ςi·dc·Asi·fyd,
(1.33)
где Asi
и dc - площадь сечения
арматуры и соответствующая рабочая высота рассматриваемого сечения;
ς=1-0,5ξ; 
.
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, θ - 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
ξ=0,014; ς=0,995
M2=ς·dc·As2·fyd=
0,995·320·226·365=26,3 кНм,
где
As2=226 мм2
(2Ш12 S400);3=ς·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.
; ς=0,995
M6=ς·dc·As6·
fyd = 0,995·320·157·365=18,2 кНм,
где
As6=157 мм2
(2Ш10 S400);5=ς·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.
; ς=0,9
где
=349 мм2
(3Ш10+1Ш12 S400)
M4=ς·dc·As4·
fyd = 0,9·320·157·365=16,5 кНм,
где
As4=157 мм2
(2Ш10 S400);5=ς·dc·As5·
fyd = 0,9·320·78,5·365=8,3 кНм,
где
As5=78,5 мм2
(1Ш10 S400);3=ς·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:
; ς=0,925
где
=270 мм2
(2Ш10+1Ш12 S400)
M4=ς·dc·As4·
fyd = 0,925·320·157·365=17 кНм,5=ς·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 ω = 24 см.
Для всех остальных обрываемых стержней принимаем
ω
= 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·ρ·γс=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+Σψо·V=756,72+654,9+0,7·51,97=1448
кН;
NSd,2=G+VД+Σψо·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 ψ2,
СНБ 5.03.01-02 «Бетонные и железобетонные конструкции»
1,l=V1·ψ2=654,9·0,5=327,45
кН
V2,l=V2·ψ2=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=β·lcol=1·2950=2950
мм
где β= 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 λ
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 φ=0,905.
Из условия NSd≤NRd=φ·(α·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
нагрузки
|
Нормативная,
кПа
|
Коэффициент
надежности γf
|
Расчетная,
кПа
|
|
Постоянная
|
|
|
|
|
1.
Линолеум (6 мм=1,2 т/м3)
|
0,072
|
1,35
|
0,097
|
|
2.
Мастика (1 мм=1,5 т/м3)
|
0,015
|
1,35
|
0,02
|
|
3.
Цементно-песчаная стяжка (20 мм=1,8 т/м3)
|
0,36
|
1,35
|
0,486
|
|
4.
От железобетонной плиты приведенная толщина (hred=112,2
мм=2,5 т/м3)
|
2,8
|
1,35
|
3,78
|
|
Итого:
постаянная
|
gn=3,2
|
|
g=4,4
|
|
временная
|
qn=3,15
|
|
|
|
5.
а том числе длительно действующая 3,15·0,35=1,1
|
1,1
|
1,5
|
1,65
|
|
6.
в том числе кратковременно действующая 3,15·0,65=2,05
|
2,05
|
1,5
|
3,08
|
|
Полная
нагрузка
|
qn=6,35
|
|
q=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; ξ=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≤0,3φw·φb1·fcd·b·d;
V=0,3·1,080,855-13,3·180-270=
195,2 кН>31,24кН,
где φw1
= 1+3аαμw
≤1,3
α=
Es/Eb
= 21·104/27·103 = 7,77;
μw
= Asw·nw / b·S = 28,3·2/302·110 = 0,00170379;
φw1
= 1+5·7,77·0,00170379=1,066 < 1,3;
φb1
=1-β· fcd
=1-0,01·13,3 = 0,855; β= 0,01. Условие
удовлетворяется.
Вычисляем поперечную силу, которую могут
воспринять совместно бетон и поперечная арматура по наклонной трещине по
формуле
125,705 кН;
φb2=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=(σsp-σ1)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
σbp=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
σbp/Rbp=3,05/17,5=0,17<α=0,25+0,025Rbp=0,25+0,025·17,5=0,69.
Потери от быстронатекающей ползучести при этом
σ6=0,85·40·σbp/Rbp=0,85·40·0,17=5,78
МПа.
Усилие в арматуре к концу обжатия
P1=(σsp-σ1-σ6)·As=(460-13,8-5,78)·462=203474
Н
и напряжение в бетоне на уровне арматуры
σbp=3,05·203474/206144=3,01
МПа.
σbp/
Rbp=3,01/17,5=0,17<0,75.
Потери от усадки бетона σ8=35
МПа
Потери от ползучести бетона σ9=0,85·150
σbp/
Rbp=0,85·150·0,17=21,7
МПа.
Суммарные потери σ1+
σ6+ σ8+
σ9=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
σbp=P1/
Ared+ P1·eop·y0/Ired=166320/137083+166320·80·107/852334979=2,88
МПа.
Коэффициент должен находится в пределах 0,7≤φ≤1.
Тогда
расстояние от ядровой точки, наиболее удаленной от растянутой зоны, до центра
тяжести
r=φWred’/
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 γsp
принимают больше единицы на величину отклонения Δ γsp,
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=γsp
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
σbp
=P2/Ared-P2eop(h-y0)/Ired+
(h-y0)/Ired=166320/137083-166320·80·(220-
-107)/852334979+25600000·(220-107)/
852334979=2,7 МПа.
Принимаем φ=1. Тогда
расстояние от ядровой точки, наиболее удаленной от растянутой (нижней) зоны, до
центра тяжести сечения
r=φWred/
Ared=1·7965747/137083=58
мм.
Момент, воспринимаемый сечением при образовании
трещин в стадии эксплуатации,
γsp
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 σb= σ6+ σ8+ σ9=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·γf·g·b=1,4·1,35·16·1,19=3,598
кН/м
Кd=1,4
- коэффициент динамичности; γf=1,35;
g=hred·ρ=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 γ=18
кН/м3.
Расчетный угол внутреннего грунта трения φ = 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·γ·Hred·tg2(450-φ/2)=1,2·18·2,2·tg2(450-30/2)=15,84
кН/м
q2=n·γ·(n1/n2·Hred+H)·tg2(450-φ/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:
ΣМI-I=M2·0,6=13,3·0,6-7,08=0,9
кН/м
ΣМII-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·φ1·R·A·(1-2e0/h)·ω=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.
φ1=(φ+φc)/2=(0,99+1)/2=0,995
по СНиП 11.22.81.
где α
=1500.
λh=H/h=2,8/0,6=4,67.
φ=0,99.
λhc=H/hc=2,8/0,22=12,7
φc=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.
ω=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; α=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.
