Расчет строительной конструкции моста

Размещено на http://www.allbest.ru/

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

1. Расчет и конструирование междуэтажного ребристого перекрытия в монолитном железобетоне

1.1 Выбор рационального расположения главных и второстепенных балок

1.2 Расчет и конструирование монолитной балочной плиты

1.3 Расчет и конструирование второстепенной балки

1.4 Расчет и конструирование колонны

2. Расчет и конструирование междуэтажных плит перекрытий в сборном железобетоне

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

2.2 Расчет и конструирование сборной железобетонной плиты

3. Расчет береговой опоры моста

4. 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 h_mb⁼ 1/8 - 1/15 второстепенных h_sb⁼ 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 n_э = 6; высота этажей Н_э=3,5 м; нормативная временная нагрузка на перекрытия q^H = 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 t_f = 6 см.

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

1 вариант (

Приведенная толщина бетона главных балок:

(1.1)

где = 8 - количество пролетов второстепенной балки.

Приведенная толщина бетона второстепенных балок:

(1.2)

где n_s= 9 - количество пролетов монолитной плиты.

Приведенная толщина бетона колонн:

(1.3)

где =3- количество пролетов главной балки;

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

Полная приведенная толщина бетона перекрытия:

(1.4)

2 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 (

2 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 g_n состоит из веса пола и веса железобетонной плиты с затиркой цементным раствором снизу (толщина 0,5 см). Значение временной нормативной нагрузки q^H принимаем по заданию. Расчетную постоянную «g» и временную «q» нагрузку вычисляют путем умножения нормативных на соответствующие коэффициенты надежности по нагрузке, т.е.

g=?_gn·г_f; (1.5)

q=q^H·г_f, (1.6)

где г_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 нагрузки	Нормативная, кПа	Коэффициент надежности гf	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

1.2.2 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 q_s=7,33 кН/м (нагрузка на балочную плиту шириной 1м q_s= 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 = t_f - 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=t_f-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)

гдеб = 1,0 - коэффициент условий работы бетона;

f_cd = 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 б_m=0,083 находим ж, = 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

A_smin=0.0005·b·d=0.0005·1000·40=20 мм²<A_s=118 мм². (1.16)

Аналогично производим подбор продольной арматуры в других сечениях.

На первой промежуточной опоре:

; ж, = 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 h_f'/ = 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.

; ж, = 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.

q_sb=q_s·+b_sb(- t_f)·с·г_f =7,33·2,1+0,15·(0,35-0,06) 2,5·1,35·10=

=16,86 кН/м, (1.17)

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

г_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 q_sb. промежуточными опорами которой служат главные балки, а крайними - стены.

1.3.2 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

V_A=0,4·q_sb·=0,4·16,86·4,68=31,56 кН (1.19)



-на первой промежуточной опоре слева

V^л_В=0,6·q_sb·=0,6·16,86·4,68=47,3 кН (1.20)

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

V^п_В=V^л-V^п =0,5·q_sb·=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 в	Изгибающий момент qsb·, кНм	Значение М, кНм	Примечание
			+в	-в		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

M_sb=в·q_sb·, (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

b'_f=b_sb+2b_c=15+2·87=189 см (1.23)

где b_c -- ширина свеса,

b_c?0,5(-b_sb)=0,5(550-15)=267,5 см (1.24)

(1.25)

d_c=h_sb-a_c-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 M_fd, воспринимаемым тавровым сечением при условии х -- t_f, т.е. при М ? M_fd нейтральная линия пересекает полку, при М > M_fd нейтральная линия пересекает ребро. Значение М вычисляют по формуле

M_fd= б·f_cd·b'_f·t_f(d_c-0,5 t_f)=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 < M_fd = 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 ж=0,993. Требуемая площадь продольной арматуры

мм²

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

A_smin=0,0005·b_sb·d_c=0,0005·150·320=24 мм²<= 339 мм².

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

; ж=0,995

мм²

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

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

; ж=0,910;

мм²

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

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

; ж=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 d_w 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, d_w = 6 мм. Шаг хомутов в приопорных участках принимаем 150 мм, что меньше h_sb/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

V_max=98,2 кН?0,3ц_wi· ц_bi·f_c·b·d=0,3·1,0875·0,867·13,3·150·320=180 кН, (1.29)

где ц_wi=1+5б·м_w=1+5·7·0,0025=1,0875 (1.30)

; ;

ц_bi=1-в·f_cd=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 V_wb, которую могут воспринять хомуты и бетон:

где ц_b2=2 - для тяжелого бетона;

f_ct=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=т_i·d_c·A_si·f_yd, (1.33)

где A_si и d_c - площадь сечения арматуры и соответствующая рабочая высота рассматриваемого сечения;

т=1-0,5о; .

На участках с A_s = const значение М_и постоянно и эпюра М изображается прямой линией. На участках наклонной арматуры, где отдельные рабочие стержни отгибаются в верхнюю зону, значения М_и 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;

A_s,inc, и - площадь сечения и угол наклона отгибов, пересекающих вышеназванное сечение, соответственно;

q_sw - линейное усилие, воспринимаемое хомутами;

d - 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 о=0,014; т=0,995

M₂=т·d_c·A_s2·f_yd= 0,995·320·226·365=26,3 кНм,

где A_s2=226 мм² (2Ш12 S400);

M₃=т·d_c·A_s3·f_yd = 0,995·320·78,5·365=9,1 кНм,

где A_s3=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.

; т=0,995

M₆=т·d_c·A_s6· f_yd = 0,995·320·157·365=18,2 кНм,

где A_s6=157 мм² (2Ш10 S400);

M₅=т·d_c·A_s5· f_yd = 0,995·320·113,1·365=13,1 кНм,

где A_s5=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.

; т=0,9

где =349 мм² (3Ш10+1Ш12 S400)

M₄=т·d_c·A_s4· f_yd = 0,9·320·157·365=16,5 кНм,

где A_s4=157 мм² (2Ш10 S400);

M₅=т·d_c·A_s5· f_yd = 0,9·320·78,5·365=8,3 кНм,

где A_s5=78,5 мм² (1Ш10 S400);

M₃=т·d_c·A_s3· f_yd = 0,9·(320-40)·113,1·365=10,4 кНм,

где A_s3=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:

; т=0,925

где =270 мм² (2Ш10+1Ш12 S400)

M₄=т·d_c·A_s4· f_yd = 0,925·320·157·365=17 кНм,

M₅=т·d_c·A_s5· f_yd = 0,925·320·113,1·365=12,2 кНм,

M₄+ 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 щ = 24 см.

Для всех остальных обрываемых стержней принимаем щ = 20d.

1.4 Расчет и конструирование колонны

1.4.1 Нагрузки, действующие на колонну

Нагрузка на один квадратный метр перекрытия от собственного веса:

кПа

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

Снеговая q_снег=1,2·1,5=1,8 кПа

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

V_снег=1,8·34,65=51,97 кН

G_п=3,39·34,65=117,46 кН

V_п=4,7·34,65=130,98 кН

Собственный вес колонны в пределах первого этажа

G_к=b_c²·H_э·с·г_с=0,3²·3,5·25·1,1=8,66 кН

Определяем усилие в колонне в пределах первого этажа:

- от постоянных нагрузок:

G=G_п·n+G_к·n=117,46·6+8,66·6=756,72 кН

- от переменных:

V₁=(n-1)·V_п=(6-1)·130,98=654,9 кН

V₂= V_снег=51,97 кН

Составим расчетные комбинации усилий:

N_Sd,1=G+V_Д+Уш_о·V=756,72+654,9+0,7·51,97=1448 кН;

N_Sd,2=G+V_Д+Уш_о·V=756,72+51,97+0,7·654,9=1267,12 кН;

где: V_Д - доминирующая переменная нагрузка.

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

Длительную часть переменной нагрузки определим путем умножения полной части переменной нагрузки на коэффициент сочетания ш₂, СНБ 5.03.01-02 «Бетонные и железобетонные конструкции»

V_1,l=V₁·ш₂=654,9·0,5=327,45 кН

V_2,l=V₂·ш₂=51,97·0,3=15,59 кН

Выберем длительную часть для первой комбинации:

N_Sd,l=756,72+327,45+15,59=1099,76 кН

Таким образом,

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

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

Расчетную длину колонны определяем по формуле

l_o=в·l_col=1·2950=2950 мм

где в= 1 -- коэффициент, зависящий от характера закрепления концов стойки.

l_col -- геометрическая длина колонны



1_со1 = H_э + 50 - 600 = 3500 + 50 - 600 = 2950 мм.

Н_э = 3,5 м - высота этажа по условию;

600 -- высота сечения главной балки, мм;

--0.050 -- 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 л через b_c:

,

.

Расчетное сопротивление арматуры составит f_yd=450 МПа,

Расчетное сопротивление бетона сжатию f_cd=14,5 МПа.

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

Из условия N_Sd?N_Rd=ц·(б·f_cd·A_c+A_s,tot·f_yd) площадь арматуры, требуемая по расчету

мм².

Принимаем 4Ш20 S500 A_s=1256 мм²>A_s,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; f_cd=13,3 МПа; f_ctd=1,05 MПa, E_b=27-10³ MПa. Рабочая арматура продольных ребер класса S500; f_yd-450 МПа; E_s=2·10⁵ МПа. Поперечную арматуру принимаем класса S400, f_ywd--175 МПа; f_yd=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 b_k=1/12·Н_э=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 гf	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.

l_o=l_n-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

b=1190-143·6-15·2=302 мм.

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

Устанавливаем расчетный случай для приведенных тавровых сечений, проверяя условие

M?f_cd·b_f'·h_f'·(d-0,5h_f')=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< h_f'. Расчет в этом случае выполняем как для элементов прямоугольного сечения с размерами b_f'·d.

0,252; о=0,988

см².

Принимаем 4Ш12 S500 с A_s=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 d_min:d_max>0,25

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

V?0,3цw·ц_b1·f_cd·b·d;

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

где ц_w1 = 1+3абм_w ?1,3 б= E_s/E_b = 21·10⁴/27·10³ = 7,77;

м_w = A_sw·n_w / b·S = 28,3·2/302·110 = 0,00170379;

ц_w1 = 1+5·7,77·0,00170379=1,066 < 1,3;

ц_b1 =1-в· f_cd =1-0,01·13,3 = 0,855; в= 0,01. Условие удовлетворяется.

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

125,705 кН;

ц_b2=2,0;

.

; R_bt=1,05 МПа.

.

V_max = 21,86 кН< V_Wbs = 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=(у_sp-у₁)A_s=(460-13,8)·462=206144 Н



Площадь приведенного сечения

A_red=A_b+A_sE_s/E_b=133661+462·2·10⁵/27·10³=137083 мм².

Статический момент приведенного сечения относительно нижней грани

S_red=A_b·0,5·h+E_s/E_b·A_s·a=133661·0,5·220+2·10⁵/27·10³·462·27=14795017 мм³.

где a=2+d_s/2=2+1,4/2=2,7 см

Положение центра тяжести приведенного сечения:

y₀= S_red/A_red=14795017/137083=107 мм.

Приведенный момент инерции:

I_red=I_b+E_s/E_b·I_s=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:

W_red= I_red/ y₀=852334979/107=7965747 мм³,

то же, по верхней зоне



W_red'= I_red/ (h-y₀)=852334979/(220-107)=7542787 мм³,

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

Напряжение в бетоне при обжатии на уровне арматуры

у_bp=P₁/A_red+ P₁·e_op²/I_red=206144/137083+206144·80²/852334979=3,05 МПа

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

Тогда отношение

у_bp/R_bp=3,05/17,5=0,17<б=0,25+0,025R_bp=0,25+0,025·17,5=0,69.

Потери от быстронатекающей ползучести при этом

у₆=0,85·40·у_bp/R_bp=0,85·40·0,17=5,78 МПа.

Усилие в арматуре к концу обжатия

P₁=(у_sp-у₁-у₆)·A_s=(460-13,8-5,78)·462=203474 Н

и напряжение в бетоне на уровне арматуры

у_bp=3,05·203474/206144=3,01 МПа.

у_bp/ R_bp=3,01/17,5=0,17<0,75.

Потери от усадки бетона у₈=35 МПа

Потери от ползучести бетона у₉=0,85·150 у_bp/ R_bp=0,85·150·0,17=21,7 МПа.

Суммарные потери у₁+ у₆+ у₈+ у₉=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

у_bp=P₁/ A_red+ P₁·e_op·y₀/I_red=166320/137083+166320·80·107/852334979=2,88 МПа.

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

r=цW_red'/ A_red=1·7542787/137083=55 мм.

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

При проверке трещиностойкости в стадии изготовления коэффициент точности натяжения г_sp принимают больше единицы на величину отклонения Д г_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 R_bp. Момент от внецентреного обжатия, вызывающий появление трещин,

M_rp=г_sp P₁(e_op-r)=1,141·166320·(80-55)=4744278 Н·мм.

Поскольку M_rp<, 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

у_bp =P₂/A_red-P₂e_op(h-y₀)/I_red+(h-y₀)/I_red=166320/137083-166320·80·(220-

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

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

r=цW_red/ A_red=1·7965747/137083=58 мм.

Момент, воспринимаемый сечением при образовании трещин в стадии эксплуатации,

г_sp P₂(e_op-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, M_n=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 у_b= у₆+ у₈+ у₉=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=К_d·г_f·g·b=1,4·1,35·16·1,19=3,598 кН/м

К_d=1,4 - коэффициент динамичности; г_f=1,35; g=h_red·с=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:

N=q·l/3= 3,598·5,18/3 = 11,86 кН.

Площадь сечения арматуры петли

см²

Принимаем конструктивно Ш12 А=1,131 см².



3. 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 г=18 кН/м³. Расчетный угол внутреннего грунта трения ц = 30°. Нормативное значение приведенной эквивалентной временной нагрузки от транспортных средств q = 40 кН/м².

Определяем приведенную толщину грунта от временной нагрузки:

H_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·г·H_red·tg²(45⁰-ц/2)=1,2·18·2,2·tg²(45⁰-30/2)=15,84 кН/м

q₂=n·г·(n₁/n₂·H_red+H)·tg²(45⁰-ц/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.

h_I-I = 0,4·Н = 0,4·2,8 = 1,12 м; h_II-II = 0,6·Н = 0,6·2,8 = 1,68 м;

М_I-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

М_II-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:

УМ_I-I=M₂·0,6=13,3·0,6-7,08=0,9 кН/м

УМ_II-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:

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

Эксцентриситет приложения этой нагрузки

е₀=М_II-II/N_II-II=19,68/101,69=0,19 м.

Прочность стены береговой опоры проверяем при внецентренном сжатии.

N<N_сс=m_g·ц₁·R·A·(1-2e₀/h)·щ=1·0,995·1,5·6000·(1-2·19/60)·1,32·(100)=433422 Н =433,4 кН> N_II-II=101,69 кН.

101,24 кН,

где m_g=l, таккак h =60>30 см.

ц₁=(ц+ц_c)/2=(0,99+1)/2=0,995 по СНиП 11.22.81.

где б =1500.

л_h=H/h=2,8/0,6=4,67. ц=0,99.

л_hc=H/h_c=2,8/0,22=12,7 ц_c=1

где h_c=(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.

щ=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.



4 Деревянные соединения на стальных элементах.

4.1 Расчет опорного узла

Опорная реакция фермы А=90 кН; б=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 N_C=N_P на швеллерный упор.

Из конструктивных соображений предварительно принят швеллер №20 из стали с 345-4 с R_y=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;

18 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 R_y=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 q_mp = N/b = 124000/20 = 6200 Н/см²; швеллер № 20:

,

где

.

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



,

где =170 МПа

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

А_n =352 мм² > 214 мм2.

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

Изгибающий момент в одном уголке траверса определяем по выражению

где q_mp = 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

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

Т_с=0,5cd=0,5·18·2=18 кН;

Т_а=0,8ad=0,8·10·2=16 кН.

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

6,74 шт.

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

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

n_ш - 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;

S₂ - расстояние нагелей поперек волокон;

S₃ - расстояние нагелей от кромки элемента.

Проверяем прочность нижнего пояса.

Т_НТ=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.

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

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

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

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

7. 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.

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



Размещено на Allbest.ru