Всё для Учёбы — студенческий файлообменник
1 монета
docx

Студенческий документ № 045933 из МГСУ НИУ (МГСУ-МИСИ)

МИНИСТЕРСТВО ОБРАЗОВАНИЯ И НАУКИ РФ

ФЕДЕРАЛЬНОЕ ГОСУДАРСТВЕННОЕ БЮДЖЕТНОЕ ОБРАЗОВАТЕЛЬНОЕ УЧРЕЖДЕНИЕ

ВЫСШЕГО ОБРАЗОВАНИЯ

"НАЦИОНАЛЬНЫЙ ИССЛЕДОВАТЕЛЬСКИЙ МОСКОВСКИЙ ГОСУДАРСТВЕННЫЙ СТРОИТЕЛЬНЫЙ УНИВЕРСИТЕТ"

Институт строительства и архитектуры

Кафедра "Железобетонные и каменные конструкции"

КУРСОВОЙ ПРОЕКТ

по дисциплине

"Основы строительного дела"

раздел: "Железобетонные конструкции"

Тема: "ПРОЕКТИРОВАНИЕ НЕСУЩИХ КОНСТРУКЦИЙ

ПРИЧАЛЬНОГО СООРУЖЕНИЯ"

Выполнил студент

(ИГЭС 3 - 17) Морозова М.К.

Руководитель проекта к.т.н., доц. Истомин А.Д.

К защите

Проект защищен с оценкой

г. Москва

2016 г. I. ОБЩИЕ ПОЛОЖЕНИЯ

Курсовой проект по железобетонным конструкциям предусматривает проектирование несущих конструкций причального сооружения эстакадного типа (пирса) на сваях-оболочках, рассмотрение воздействия вертикальных и горизонтальных нагрузок, определение усилий в элементах от наименее выгодного сочетания нагрузок.

Точный статический расчет пирса очень сложен, поэтому в процессе расчета методические указания предусматривают допущения с целью максимального упрощения процесса определения изгибающих моментов, нормальных и поперечных сил в элементах конструкций пирса. Такой подход основан на том, что в последующих проектах, выполняемых по кафедрам гидросооружений, водного хозяйства и морских портов, для более детального ознакомления со статическими расчетами подобных сооружений. Также предельно упрощены нагрузки на сооружение.

Все конструкции пирса выполняются из сборного и сборномонолитного железобетона. В качестве примера подобно рассматривается вариант сборного ребристого пролетного строения с трехрядным расположением свай-оболочек и сплошными плитами. По согласованию с преподавателем на основе базового варианта студенту предоставляется возможность выбора разнообразных решений пролетного строения:

· сборного и сборно-монолитного с балочными плитами, опертыми по контуру;

· безбалочного, с четырех- и пятирядным расположением свайоболочек;

· со сплошными и пустотелыми плитами;

· с обычным и предварительно-напряженным армированием плит, ригелей и свай-оболочек.

В базовом варианте студент проектирует плиту и ригель из обычного железобетона, сваю-оболочку из предварительно-напряженного железобетона.

Перед началом проектирования необходимо знать следующие исходные данные:

· назначение сооружения;

· конструктивную схему сооружения;

· нагрузки, действующие на его элементы;

· материалы, из которых предполагается изготовить конструкцию.

В проекте основание рассматривается как однородное на всей длине пирса. Исходные данные частично представлены в задании, частично определяются на основании СНиПов, частично выявляются в процессе выработки конструктивной схемы всего сооружения и его элементов (табл.1).

I. КОМПОНОВКА ПИРСА

Разработка конструктивной схемы.

Ширину верхнего строения эстакады назначают с учётом:

схемы свайного основания;

конструкции тылового сопряжения с берегом или существующим сооружением;

расположения кранового оборудования, железнодорожных путей и другого оборудования на причале;

конструкции крепления откоса под ростверком.

Схему свайного основания или основания из оболочек принимается исходя из следующего:

расстояние между осями свай в поперечном направлении принимаем из условия наиболее выгодной передачи на опоры крановых и других эксплуатационных нагрузок, а также принятой ширины верхнего строения;

продольный шаг свай принимаем по несущей способности сваи или оболочки с учётом обеспечения устойчивости подпричального откоса и оптимальной суммарной стоимости опор и верхнего строения.

Данные для компоновки пирса, взятые из задания на курсовое проектирование, соответствующих СНиПов и согласованные с преподавателем представлены в таблице 1.

Таблица 1

Исходные данные для составления компоновочной схемы (ЕМ4)

Параметры Обоз наче ние Ед. измере ния

Вели чина

Источник Длина пирса Lp м 200 Задание Ширина пирса Bp м 21,4 Задание Глубина пирса hp м 15 Задание Глубина погружения сваи ниже уровня дна hs м 22 Задание Нормативная полезная нагрузка Pn кН/м2 50 Задание Ширина кордонных брусьев bb м 0,5* Ориентировочно Нормативная горизонтальная нагрузка на секцию Nn кН 200 Задание Собственная масса верхнего строения пирса qn кН/м2 22 Ориентировочно Масса 1 пог. м сваи-оболочки qpn кН/м 21,98 по табл.2 Расчетное сопротивление грунта Rsol кН/м2 2х104 СНиП 2.02.01-83

Коэффициенты сочетания нагрузки ? lc 1,0 Коэффициенты надежности: - по нагрузке от собственного веса ?f 1,05 СНиП 2.06.01-86 - полезной нагрузки ?f 1,2 СНиП 2.02.07-85 - по назначению ? n 1,15 СНиП 2.06.01-86 - по грунту ? k 1,4 СНиП 2.02.01-83 Наружный диаметр сваи- оболочки dps м 1,6 Табл. 2 Толщина стенки оболочки ?w м 0,20 Табл. 2 Район строительства Каспийское море Задание

Примечание. * Ширина кордонных брусьев также может приниматься равной 0,6 м.

Глубина заложения свай-оболочек достигает кровли скального или полускального основания грунта и заглубляется в него на 2 м.

Таблица 2

Рекомендуемые размеры сечения сваи-оболочки

Нормативная полезная нагрузка

Pn , кН Толщина стенки оболочки

?w, м Наружный диаметр сваи- оболочки

d1, м Вес оболочки q, кН/м 0 ? Pn ? 10 0,12

1,2 10,17 10 ? Pn ? 20 0,15 12,36 20 ? Pn ? 30 0,20 15,70 30 ? Pn ? 40 0,15

1,6 17,07 40 ? Pn ? 50 0,18 20,06 Pn ? 50 0,20 21,98 Примечание. На границах указанных интервалов значений нормативной полезной нагрузки толщину стенки оболочки и её диаметр допускается принимать по усмотрению студента.

Последовательность компоновки пирса:

Диаметр сваи-оболочки и толщину её стенки принимаем предварительно в

зависимости от величины нормативной полезной нагрузки по таблице 2:

наружный диметр оболочки dps ? 1,6м ;

толщина стенки оболочки ? w ? 0,20м .

Шаг свай-оболочек в поперечном направлении:

L_cb=((B_p-d_ps-2b_b))/2= ((21,4-1,6-2*0,5))/2=9,4м

Длина сваи-оболочки:

L_ps =h_p+ h_s + 2м =15 + 22 + 2 = 39 м

Расчетная полезная нагрузка:

P= P_n*?_f=50*1,2=60 kH/м^2

Расчетная горизонтальная нагрузка:

N=N_n*?_f=200*1,2=240 kH

Расчетная нагрузка от массы верхнего строения:

q= q_n ?*??_f=22*1,05=23 kH/м^2

Расчетная нагрузка от массы сваи:

Q_p= q_pn*?_(f )*L_ps=21,98*1,05*39=900kH

Расчетная площадь сечения сваи-оболочки:

A_ps=?/4*[d_ps^2-(d_ps-2?_w )^2 ]=3,14/4*[?1,6?^2-(1,6-2*0,2)^2 ]=0,8792м^2

Шаг свай-оболочек в продольном направлении определяется из ее несущей способности:

N?(?_0 F_d)/(?_n ?_k )=(?_0 ?_c RA)/(?_n ?_k )

где ? 0 ? 1,0 - коэффициент условий работы для одиночной сваи,

? c ? 1,0 - коэффициент условий работы сваи в грунте,

? n ? 1,15 - коэффициент надежности по назначению для III ответственности сооружения,

? k ? 1,4 - коэффициент надежности по грунту,

R ? 20МПа - расчетное сопротивление грунта под концом сваи-стойки.

N ? 1,25(q ? P)L1L ? Qp

1,25(q+P) L_1 L+Q_p=(?_0 ?_c RA)/(?_n ?_k )

L_1=[(?_0 ?_c*k_s*R_c*A)/(?_n ?_k )-Q_P ]/(1,25[(q+P)]0,5B_P )=[(1,0*1,0*2,0*?10?^4*0,8792)/(1,15*1,4)-900]/(1,25[(23+60)]0,5*21,4)=9

Размер секции определяется в соответствии с грунтовыми условиями и климатическим районом постройки. Рекомендуемая длина секции - 30...50 м, длина переходного пролета - 3...5 м.

Принимаем пять секций, длина каждой секции равна 4 х 9м = 36м. Секции соединены четырьмя переходными плитами, длина каждой плиты - 5м.

Общая длина пирса, состоящего из трёх секций

L_p=36*5+5м*4=200 м

Ригель. Форму сечения ригеля принимаем тавровой с полкой понизу для удобства опирания плит и экономии строительной высоты.

Высота ригеля hcb ориентировочно должна назначаться равной 1/5...1/10 его расчетного пролета. В связи с тем, что в данном курсовом проекте не производится расчёт ригеля по второй группе предельных состояний, высоту ригеля hcb рекомендуется назначать равной 1/5...1/8 его расчетного пролета.

h_cb= 1/6*L_(cb,0)= 1/6*9,4=1,56 м

где L_(cb,0)=9,4 м - расчетный пролет ригеля, принимаемый равным расстоянию между осями свай-оболочек в поперечном сечении пирса.

Принимаем высоту ригеля кратной 0,1 м:

h_cb=1,6 м Минимальная высота ригеля из условия обеспечения прочности бетонной полосы между наклонными трещинами равна

?_n ?_lc Q?0,25?_c ?_b7 R_b ?bh?_0

h_(0,min )=(?_n ?_lc Q)/(0,25?_c ?_b7 R_b b)=(1,15*1,0*4389)/(0,25*1,1*17*?10?^3*0,7)= 1,54м

Где Q_max=0,625(q+P) L_1 L_(cb,0)=0,625(23+60)*9*9,4=4389

Тогда полная высота ригеля

h_(cb,min)=h_(0,min)+a_s=1,54+0,1=1,64 м

Принимаем высоту ригеля кратной 0,1 м:

h_(cb,min)=1,7 м

Из двух полученных значений принимаем максимальное, то есть, принимаем высоту ригеля h_cb=1,7м

Ширина нижней полки ригеля назначается равной наружному диаметру сваи- оболочки

b_(f,cb)=d_ps=1,6м

Ширина ребра ригеля bcb назначается равной 0,3...0,4 его высоты.

b_cb=0,35h_cb=0,35*1,7=0,6 м

Ширину свеса полки вычисляем по формуле

a=(d_1-b_cb)/2=(1,6-0,6)/2=0,5м

При этом эта величина должна быть не менее 0,2 м, то есть a?0,2м

Высота полки ригеля

b_(f,cb)=h_cb-h_sl=1,7-0,6=1,1м

Где h_sl=0,63 м- высота плиты.

Плита пролетного строения

Плиты пролетного строения выполняются сборными из обычного или предварительно напряженного железобетона сплошного сечения или многопустотного. Армирование выполняют стержневой арматурой.

Номинальная длина плиты определяется по формуле:

L_(sl,n)=L_1-b_cb-2a=9-0,6-2*0,05=8,3 м,

Где L_1=9м ? шаг свай-оболочек в продольном направлении,

b_cb=0,6м ? ширина ребра ригеля,

a=0,05м ??толщина шва.

Расчетный пролёт плиты определяется по формуле:

L_(sl,0)= L_(sl,n)- b_cb-2a_cb+2*((a_cb-a)/2)=

9 -0,6-2*0,5+2*((0,5-0,05)/2)=7,9 м

Ширина плиты назначается так, чтобы пирс перекрывался целым числом n одинаковых по ширине плит с добавлением кордонного и тылового брусьев без монолитных участков. При этом ширина плиты должна быть не менее 1,0 м и не более 2,0 м (1,0м?b_sl?2,0 м)

Вычисляем количество плит в зависимости от ширины

n=(B_p-2b_b)/b_sl =(21,4-2*0,5)/b_sl

Результаты расчётов сводим в таблицу 4

Таблица 4

Количество плит в зависимости от её ширины

bp , м 1,0 1,1 1,2 1,3 1,4 1,5 1,6 1,7 1,8 1,9 2,0 n, шт 20,4 18,6 17,0 15,7 14,6 13,6 12,8 12,0 11,3 10,7 10,2

Чтобы уменьшить количество стыков между плитами, перекрываем пирс двенадцатью плитами шириной 1,7 м

Номинальная ширина плиты:

b_(sl,n)=b_p-2*0,005=1,69 м

где 5мм - допуск при изготовлении плит.

Высота плиты назначается равной (1/10...1/20) его расчетного пролета L1с и кратной 0,1 м

h_sl=1/15*L_(sl,0)=1/15*7,9=0,53м

h= ?((196*(q_n+p_n ) L^3)/(b*E_b ))+a=?((196*(22+60)*?7,9?^3)/(4,3*?10?^7 ))+0,12=0,13+0,12=

= 0,25 м Принимаем высоту плиты кратной 0,1м, то есть м h_sl=0,6 м.

На основании принятых выше размеров элементов, заданных характеристик моря и основания, а также дополнительных общих для всех студентов рекомендаций осуществляется компоновка плана и поперечного сечения пирса:

высота пирса над урезом воды для всех вариантов постоянна и равна 2м; - глубина заложения свай-оболочек достигает кровли скального или полускального грунта и заглубляется в него на 2 м.

Пример компоновки пирса приведен на рис. 1 и листах 1 и 2 графической части проекта.

II. РАСЧЕТ ПЛИТЫ

II.1. Исходные данные для проектирования плиты

Проектируемая плита перекрытия будет эксплуатироваться в зоне переменного уровня морской воды.

Способ изготовления плиты - стендовая заводская технология с тепловлажностной обработкой при атмосферном давлении, без предварительного напряжения.

Армирование плиты - стержневая арматурой, объединенной в сварные каркасы.

Соединение арматуры - контактная электродуговая сварка.

Бетон плиты - тяжелый, со средней плотностью 2400 кг/м3. Класс бетона по прочности на осевое сжатие - В30.

Расчетные сопротивления бетона принимаются в соответствии с данными

/1/:

-R_b=17 МПа - R_bt=1,2 МПа

- R_(b,ser)=22 МПа

- R_(bt,ser)=1,8 МПа

- E_b=43000 МПа

- ?_b7=1,1 Арматура:

рабочая продольная горячекатаная класса A500C;

поперечная - класса A300,

конструктивная - класса A300.

Расчетные характеристики арматуры принимаются в соответствии с данными /1/:

Арматура класса A500C:

Rs = 435 МПа,

Rs,ser = 500 МПа,

? Es=200000 МПа,

? ?s2 = 1,1. Арматура класса A300:

Rs = 270 МПа,

Rsc = 270 МПа,

Rsw = 215 МПа,

? Es=200000 МПа.

Расстояние от растянутой грани до центра тяжести растянутой продольной арматуры, принимается 60 мм при однорядном и 120 мм двухрядном армировании.

II.2. Нагрузка на плиту

Нагрузка на плиту представлена в табл. 10.

Нагрузка на 1 м2 плиты

Таблица 10

Вид нагрузки Нормативная нагрузка, кН/м2 Коэффициент надежности по нагрузке ? f Расчетная нагрузка, кН/м2 Асфальтобетонное покрытие толщиной, 50 см

1,1

1,3 1,43 Бетонная подготовка, 10 см 2,4 1,3 3,12 Собственный вес плиты, 70 см 15 1,05 15,75 Итого: постоянная нагрузка 18,5 - 20,3 Временная нагрузка 50 1,2 60 Итого: полная нагрузка 68,5 - 80,3 Примечание: * соотношение длительной, включая постоянную, и кратковременной нагрузок - 1/2.

Граничные значения относительной высоты сжатой зоны бетона представлены в табл. 11.

Таблица 11 Граничные значения относительной высоты сжатой зоны бетона ?R

II.3. Статический расчет плиты

Расчетная схема плиты - балка на двух шарнирных опорах, нагруженная равномерно распределенной постоянной и временной нагрузкой.

Конструктивная длина плиты:

L_(sl,n)=L_1-b_cb-2a=9,05-0,6-2*0,05=8.3м

Расчетный пролет плиты:

L_(sl,0)= L_(sl,n)- 2*((a_cb-a)/2)=8,3-2*((0,5-0,05)/2)=7,85 м

Полная нормативная нагрузка на 1 пог. м длины плиты:

q_II=q_n*b_sl=68,5*1,7=116,45 кН/м

Полная расчетная нагрузка на 1 пог. м длины плиты:

q_I=q*b_sl=80,3*1,7=136,51 кН/м

Расчетный изгибающий момент:

M_p=?_1c*?_n*q_1*(L_(1,c)^2)/8=1*1,15*136,51*(7,?85?^2)/8=1209 кН*м

Расчетная поперечная сила:

Q_p=?_1c*?_n*q_1*L_(1,c)/2=1*1,15*136,51*7,85/2=616 кН*м

Нормативный изгибающий момент:

M_(p,n)=?_1c*q_II*(L_(1,c)^2)/8=1*1,0*116,45*?7,858?^2/8=897кН*м

Нормативная поперечная сила:

Q_(p,n)=?_1c*q_II*L_(1,c)/2=1*1,0*116,45*7,85/2=457 кН*м

II.4. Геометрические размеры расчетного поперечного сечения

Ширина плиты поверху (по сжатой зоне):

b_sl^'=b_(sl,n)-2*0,01-2*0,005=1,69-2*0,01-2*0,005=1,68 м

Уточняем высоту сечения при двухрядном расположении арматуры:

h=?((12*2500*q_II*L^3)/(b*384*0,4*E_b ))+a=?((12*2500*116,45*?7,85?^3)/(1,68*384*0,4*4,3*?10?^7 ))+0,12=0,53+0,12=0,65м

Принимаем высоту сечения плиты кратную 5см

h ? 0,65 м

Рабочая высота сечения при двухрядном расположении арматуры:

h_0=h_p-a_s=0,65-0,12=0,53 м

II.5. Расчет по первой группе предельных состояний

А. Расчет прочности плиты по сечению, нормальному к продольной оси

Вычисление коэффициента ?0:

?_0=M_p/((?_b3*R_b*b_sl^'*h_0^2*1000))=1209/((1,1*17*1,68*?0,53?^2*1000))=0,137

Вычисление относительной высоты сжатой зоны

?=1-v(1-2?_0 )=1-v(1-2*0,137)=0,148

Граничная относительная высота сжатой зоны для арматуры класса А500С принимается по табл. 11

?_R=0,493

Проверка условия

?? ?_R ?=0,148Q_p=616 кН

Условие выполняется, прочность бетонной полосы на сжатие обеспечена.

Если условие не выполняется, то необходимо увеличить высоту сечения или класс бетона по прочности на сжатие.

Расчет наклонного сечения на действие поперечной силы

Фактическая относительная высота сжатой зоны:

?_1=(A_s*?_s2*R_S)/(b_sl^'*h_0*?_b3*R_b )=(64,34*?10?^(-4)*1,1*435)/(1,68*0,53*1,1*17)=

?=0,1851,5 , окончательно принимаем

tg?=1,5 , ?=56,3°

Поперечное усилие, воспринимаемое бетоном сжатой зоны в наклонном сечении:

Q_b1=?_2*?_3*?_b3*R_bt*b_sl^'*h_0*tg?=

=0,76*0,83*1,1*1,2*1,68*0,53*1,5*?10?^3=1112 кН

Проверяем прочность бетонного наклонного сечения, то есть без поперечной арматуры

?Q_p?Q?_b11 ?Q_p=616 кН?Q?_b1=1112 кН

Условие выполняется, следовательно, поперечная арматура по расчёту не требуется, а ставится из конструктивных соображений.

Назначаем диаметр поперечного стержня (хомутов):

- из условия контактной сварки двух стержней d_sw?0,25d_(s max)

d_sw=0,25*32=8 мм

- из конструктивных требований d_sw?10 мм

d_sw=10 мм

- из условия контактной сварки трех стержней d_sw?0,4d_(s max)

d_sw=0,4*32=13 мм

Окончательно принимаем максимальный диаметр поперечной арматуры - O13 класса A300.

Расстояние между хомутами принимаем в соответствии с рекомендациями

СНиП 2.03.01-84*:

в приопорных зонах, на длине 1/4 пролёта плиты, S = h/3 = 650/3 = 217 мм 5000 мг-экв л) морская вода сильноагрессивна (требуется первичная защита).

По содержанию сульфатов при использовании сульфатостойкого цемента морская вода неагрессивна.

По суммарному содержанию хлоридов и других солей вода не агрессивна (8586 мг-экв л?_(min )=0,05%

Высота растянутой зоны:

ht ? yred

? 0,32 м

Коэффициент ?r:

?_10=1+(c+4d)/h_t =1+(5,5+4*3,2)/32,0=1,57

Коэффициент ?1 = 1,2, т.к многорядное армирование. Если ?r ?1 > 2, то следует принять ?r?1 = 2.

В нашем случае ?r ?1 = 1,57·1,2 = 1,88 M?_crc=425 кНм

Условие трещиностойкости не выполняется, в плите образуются трещины, нормальные к продольной оси.

В данном курсовом проекте определяющим расчетом является расчет по деформациям, поэтому первым производим расчет прогибов, затем по уточненной площади продольной арматуры рассчитываем ширину раскрытия нормальных трещин.

В. Определение прогибов

Допустимый прогиб при наличии ширококолейного рельсового транспорта равен (1/500)L:

f ult = 1/500*785 = 1,57

Момент инерции рабочего сечения

I = 53^3*168/12 = 2084278 см4

Вычисляем коэффициент, учитывающий снижение жесткости при кратковременном нагружении:

?= 4,4*0,148^3+13.2*4.65*0.0072*(1-0.148)^2 = 0.335

Жесткость плиты при кратковременном нагружении для нетрещиностойких элементов или их участков:

Bk = 0.335*4.3*103*2084278 = 3.002*109 kH*см2

Жесткость плиты при длительном нагружении для нетрещиностойких элементов или их участков:

В = Bk *136,51/(136,51+68,255) = 0,667 Bk

Прогиб от нормативной нагрузки больше предельно допустимого значения. Требуется увеличить количество продольной арматуры, чтобы повысить жесткость плиты.

Определение площади продольной арматуры из расчета по деформациям.

44. Определяем изгибную жесткость плиты с трещинами при длительном нагружении, соответствующую значению предельного прогиба мм

fult = 1,57 см

B = 5*116,45*10-2*7854/(384*1,57) = 3,667*109 кН*см2

45. Вычисляем жесткость плиты с трещинами при кратковременном нагружении:

Bk = 3,667/0,667 *109 = 5,5*109 кН*см2

Момент инерции рабочего сечения

Io = 168*533/12 = 2 084 278 см4

Вычисляем коэффициент:

? = 5,5*109/(4,3*103*2084278) = 0,614

По номограмме определяем процент армирования плиты, равный 1,7%

Относительная высота сжатой зоны:

? = 1,7*1,1*435/(100*1,1*17) = 0,435

? = 0,435 16,48 см2, с шагом 170 мм, поперечная арматура O10 A300, шаг 200 мм (8000/200 = 40 шт).

Шаг стержней продольной арматуры противоусадочной сетки следует принимать от 100 мм до 200 мм кратно 5 мм.

V. РАСЧЕТ РАМЫ

Нагрузка

Вертикальная равномерно распределенная нагрузка

Расчетная нагрузка на 1 м2 плиты (см. табл. нагрузок на плиту):

постоянная нагрузка 20,3 кН/м2 ;

временная нагрузка 60 кН/м2 .

Расчетная нагрузка на 1 пог. м. ригеля при шаге рам в продольном направлении пирса L = 9м.:

от постоянной нагрузки с учетом собственного веса ригеля

q=q_1*L+?_f*25*A=20,3*9+1,05*25*2,12=238,35 кН / м

от временной нагрузки

p=p_1*L=60*9=540 кН / м

Горизонтальная нагрузка на одну раму от навала судна

Нагрузка на одну раму определяется как реакция Ri в ней от навала судна N, приложенного к крайней раме секции.

Определяем реакцию во второй раме от края секции, так как она в отличие от крайней рамы максимально нагружена вертикальной нагрузкой в соответствии с грузовой площадью.

R_2=N/f+(N*e_i)/(k*L_1 )=240/5+(240*18)/(10*9)=96 кН

где f - число рам в секции;

ei - эксцентриситет приложения нагрузки N относительно оси секции:

e_i=e_1=L_s/2=36/2=18м

здесь L_s=36м - длина секции;

k = 10 - коэффициент, определяемый по табл. 2 в зависимости от количества рам в секции (f = 5).

Таблица 2

Значения коэффициента k

Количество рам, f Коэффициент k Количество рам, f Коэффициент k 2 1 6 11,7 3 2 7 14,0 4 5 8 16,8 5 10 9 20,0

Определение геометрических характеристик элементов рамы:

Площадь сечения сваи-оболочки

A_ps=?/4*[d_ps^2-(d_ps-2?_w )^2 ]=3,14/4*[?1,6?^2-(1,6-2*0,2)^2 ]=0,8792м^2

Момент инерции поперечного сечения сваи-оболочки:

I_P=(?d_1^4*(1-?_P^4 ))/64=(3,14*6*(1-?0,75?^4))/64=0,2198 м^4

Где ?_P=d_i/d_1 =1,2/1,6=0,75 -отношение внутреннего диаметра сваи-оболочки к наружному

Условная ширина сваи-оболочки согласно СНиП 2.02.03-85:

b_c=d_1+1м=1,6+1=2,6м

Коэффициент деформации согласно СНиП 2.02.03-85:

?_?=v(5&(k*b_c)/(E_b*I_P ))=v(5&(4000*2,6)/(29000000*I_P ))=0,2770 м^(-1)

Длина стойки от низа верхнего строения до поверхности грунта:

l_0=l_1+2м=15+2=17м

Приведенная длина стойки согласно СНиП 2.02.03-85:

l_1=l_0+2/?_? =17+2/0,277= 24,22м

Площадь приведенного сечения ригеля:

A=(B-b_R )*h_f+b_R h=(1,6-0,6)*1,1+0,6*1,7=2,12 м^2

Статический момент приведенного сечения ригеля относительно нижней грани полки:

S=(B-b_r )*(h_f^2)/2+(b_R h^2)/2=(1,6-0,6)*?1,1?^2/2+(0,6*?1,7?^2)/2=1,472? м?^3

Расстояние от нижней грани полки до центра тяжести приведенного сечения:

y_H=S/A=1,472/2,12=0,694 м

Момент инерции ригеля относительно центра тяжести приведенного сечения:

I_R=((B-b_R )*h_f^3)/12+(B-b_R )*h_f (0,5h_f-y_H )^2+(b_R h^3)/12+b_R h(0,5h-y_H )^2=

=((1,6-0,6)*?1,1?^3)/12+(1,6-0,6)*1,1*(0,5*1,1-0,694)^2+(0,6*?1,7?^3)/12+

+0,6*1,7*(0,5*1,7-0,694)^2=0,41? м?^4

Момент сопротивления приведенного сечения ригеля:

W_(t,red)=I_(red,R)/y_t =0,41/0,694=0,5908 м^3

M_crc=?_b7 ?_b8 ?_b10 R_(bt,ser) w_(t,red)=1,1*1,0*1,8*0,5908*1000=1169,784 кН*м

Момент инерции приведенного сечения ригеля:

i_R=I_R/L_R =0,5908/9,4=0,0629 м^3

Приведенный момент инерции стойки:

?i_P=(1,33*I_P)/l_1 =(1,33*0,2198)/24,22=0,0121м?^3

где 1,33 - коэффициент, характеризующий жесткое защемление в основании сваи-оболочки

Отношение приведенных моментов инерции ригеля и стойки:

n=i_R/i_p =0,0629/0,0121=5,2

Определение внутренних усилий в свае-оболочке

В зависимости от схемы нагружения и величины n определяются коэффициенты Ki, необходимые для определения моментов в ригеле. Опорные моменты в ригеле рассчитываются по формуле:

M=±K_1 qL_R^2±K_2 pL_R^2±K_4 RI_1.

Момент вверху средней сваи-оболочки:

от собственного веса пролётных конструкций:

Mb1 ? 0кНм .

от вертикальной временной нагрузки при загружении одного пролета рамы:

M_b2=-(K_b1-K_b2 )*p*L_R^2=-(-0,0681+0,0494)*540*?9,4?^2=892,26кНм

от горизонтальной временной нагрузки на раму:

M_b3=-(K_b1+k_b2 )*R*l_1=-(-0,1853-0,1853)*48*24,22=430,85кНм.

Суммарный момент вверху сваи- оболочки

Mb ? Mb1 ? Mb2 ? Mb3

? 0 ? 892,26 ? 430,85? 1323,1 кНм .

Момент внизу средней сваи-оболочки:

от собственного веса пролётных конструкций

MB1 ? ?0,5 ? Mb1 ? 0 кНм ;

от вертикальной временной нагрузки при загружении одного пролета рамы

M_B2=0,5*M_b2=892,26*0,5=446,13 кНм

от горизонтальной временной нагрузки на раму

M_B3=3n/(3n+1)*M_b3=(3*3,51)/(3*3,51+1)*430,85=393,5 кНм

Суммарный момент внизу сваи- оболочки

MB ? MB1 ? MB2 ?MB3? 839,63 кНм .

Поперечная сила в свае-оболочке

Q=(M_b+M_B)/l_1 =(1323,1+839,63)/24,22=89,295 кНм

Продольная сжимающая сила вверху сваи-оболочки:

от собственного веса пролётных конструкций

N_b1=1,25*q*L_R=1,25*238,35*9,4=2800,6 кН

от вертикальной временной нагрузки при загружении одного пролета рамы

N_b2=0,562*p*L_R=0,562*540*9,4=2852,7 кН

Суммарная сжимающая продольная сила вверху сваи- оболочки

Nb ? Nb1 ? Nb2? 2800,6 ?2852,7 ? 5653,3 кН .

Продольная сила в сваи-оболочки внизу сваи-оболочки:

от собственного веса пролётных конструкций

Nb1 ? 2800,6 кН ;

от вертикальной временной нагрузки при загружении одного пролета рамы

Nb2 ? 2852,7 кН ;

от собственного веса сваи-оболочки (1,2м x 0,18м)

N_b3=?_f*q_pn*l_1=1,05*21,98*24,22=556,4 кН .

Суммарная сжимающая продольная сила внизу сваи- оболочки

NB ? Nb1 ? Nb2 ? Nb3 ? 2800,6 ? 2852,7 ? 556,4 ?6209,7 кН .

Максимальные усилия, действующие в свае-оболочке:

вверху Mb1 ? 1323,1 кНм ,

Q ? 89,295 кН ,

внизу

Nb ? 5653,3 кН ;

MB ? 839,63 кНм ,

Q ? 89,295 кН ,

NB ? 6209,7 кН .

VII. РАСЧЕТ СВАИ-ОБОЛОЧКИ

Рассчитываем сваю-оболочку среднего ряда, так как она наиболее нагружена. Расчетное сечение расположено вверху сваи-оболочки.

Внутренние усилия в свае-оболочке среднего ряда.

вверху

Mb ? 1323,1 кНм ,

Q ? 89,295 кН ,

Nb ? 5653,3 кН ,

эксцентриситет e_0=M_b/N_b =1323,1/5653,3=0,234 м

Исходные данные по материалам.

Расчетные характеристики для бетона класса В30 сваи-оболочки

принимаем по табл. 5:

Rb ? 17МПа ,

Rb,ser ? 22МПа

Rbt ? 1,2МПа ,

Eb ? 43000МПа . Коэффициент условий работы бетона

Расчетные характеристики арматурных сталей:

? b ? 1,1. - напрягаемая арматура в свае-оболочке класса A-IV ( Rs ? 510МПа , Rs ,ser ? 590МПа , Rsc ? 400МПа , Rsw ? 405МПа , Eb ? 190000МПа ), - спирали - ненапрягаемая класса A-I

Расчет прочности кольцевого сечения

Предварительное напряжение арматуры с учетом всех потерь.

Максимально допустимое значение предварительного напряжения в арматуре класса A-IV без учета потерь равно

?sp,0 = 0,9Rs,n = 0,9 ·590 = 531 МПа.

Полные потери не должны быть меньше 100 МПа, поэтому принимаем полные потери

??sp= 100 МПа.

Предварительное напряжение арматуры с учетом всех потерь

?sp = ?sp,0 - 100 МПа = 531 - 100 = 431 МПа.

Геометрические характеристики сваи-оболочки, определенные ранее.

Наружный диаметр

d1 ? 1,6 м .

Толщина стенки ? ? 0,2 м .

Отношение внутреннего диаметра сваи-оболочки к наружному ?_p=0,75

Площадь сечения сваи-оболочки A_ps=0,8792 м^2

Момент инерции поперечного сечения сваи-оболочки

I_P=0,2198 м^4,

Приведенная длина стойки l_1=18,97 м

В качестве продольной напрягаемой арматуры принимаем арматуру O25 A-IV независимо от диаметра оболочки. Площадь поперечного сечения одного стержня O25

Процент армирования сваи-оболочки из преднапряжённого железобетона

? ? 1,5%

Количество продольных напрягаемых стержней

4 n=(?*A)/(100*A_s1 )=(1,5*0,8792*?10?^4)/(100*4,9)=26,7=27 шт

Окончательно принимаем продольную арматуру - 27 стерженей O25 A-IV с общей площадью

A_(s,tot)=n*A_s1=27*4,9=132,3 см^2

Коэффициент приведения

?=E_s/E_b =(1,9*?10?^5)/(4,3*?10?^4 )=4,42

Приведенная площадь сечения сваи-оболочки:

A_(p,red)=A+?A_s=0,8792+4,42*132,3*?10?^(-4)=0,9377 м^2

Диаметр окружности, проходящей через центр тяжести напрягаемых стержней:

d_s=d_1-2a_p-d=160-2*5-2,5=147,5 см

Где d1 ? 160см наружный диаметр сваи-оболочки,

ap ? 5см - защитный слой продольной арматуры,

d ? 2,5см - диаметр продольной арматуры.

Продольную напрягаемую арматуру ставим по окружности диаметром ds= 1,475 м.

Погонная интенсивность продольной арматуры:

?_r=A_s/(d_s ?)=(132,3*?10?^(-4))/(1,475*3,14)=28,57*?10?^(-4) м^2/м

Приведенный момент инерции сваи-оболочки:

J_(p,red)=J_p+(?d_s^3 ??_r)/8=0,2198+(4,42*?1,475?^3*3,14*28,57*?10?^(-4))/8=0,0159 м^2

Радиус инерции приведенного сечения:

r_i=v(J_(p,red)/A_(p,red) )=v(0,0159/0,9377)=0,412 м

Гибкость элемента:

l_1/r_i =24,22/0,412=58>35

Следовательно, расчет ведем с учетом продольного прогиба сваи.

Критическая сила:

При l_1/r_i >35 вычисляется по формуле

N_cr=(6,4E_b)/(l_1^2 ) [J/?_l (0,11/(0,1+?_e/?_sp )+0,1)+?J_s ]

Коэффициент, учитывающий влияние предварительного напряжения арматуры на жесткость элемента. При равномерном обжатии сечения напрягаемой арматурой

?_sp=1+15 ?_bp/R_(b,ser) *e_0/h=1+15 5,47/22*0,215/1,2=1,7

Где ?_bp=(?_sp*A_(s,tot))/A_red =(0,9*431*132,3)/(0,9377*?10?^4 )=5,47 МПа.

?=e_0/d_1 =0,215/1,6=0,134

?=0,5-0,01 l_0/d_1 -0,01?_b R_b=0,5-0,01 24,22/1,6-0,01*1,1*17=0,16

Так как ?=0,16>?_min=0,134 , принимаем ? ? 0,134 ,

?l ? 2 - коэффициент, учитывающий влияние длительно действующей

нагрузки на прогиб элемента

J_s=0,5A_(sp,r) r_p^2=0,5*132,3*?10?^(-4)*?1,475?^2=0,0144 м^4

N_cr=(6,4E_b)/(l_1^2 ) [J/?_l (0,11/(0,1+?_e/?_sp )+0,1)+?J_s ]

N_cr=(6,4*43000*?10?^3)/?24,22?^2 [0,0159/2 (0,11/(0,1+0,16/1,7)+0,1)+4,22*0,0144]=30995 кН

При l_1/r_i 0,5 с арматурой, равномерно распределенной по длине окружности (при продольных стержнях не менее 7), производится из условия

Ne_0 ??(?_b R_b Ar_m+?_s R_sc A_(s,tot) r_s ) sin??(??_cir)/?+?_s R_s A_s ??_s Z_ ?

Вычисляем значение относительного угла, ограничивающего сжатую зону кольцевого сечения:

Напряжение в рабочей арматуре сваи-оболочки с учетом коэффициента ?s6=1,1 (для арматуры класса A-IV):

?sp = 1,1·431 = 474 (МПа).

Величина относительной площади сжатой зоны бетона вычисляется по формуле:

?_cir=(N+?_s (?_sp+?_1 R_s ) A_s)/(?_b R_b A+?_s (R_sc+?_2 R_s ) A_s )

Вычисляем коэффициенты:

?_1=?_r-?_sp/R_s =1,1-474/510=0,170

, где ?r = 1,1 ( для арматуры класса A-IV);

?_2=?_1*?_sp=0,170*1,8=0,306

Величина относительной площади сжатой зоны бетона вычисляется по формуле:

?_cir=(N+?_s (?_sp+?_1 R_s ) A_s)/(?_b R_b A+?_s (R_sc+?_2 R_s ) A_s )

?_cir=(5443+1,1(474+0,17*510)*132,3*?10?^(-4)*?10?^3)/(1,1*17*0,8792*?10?^3+1,1(400+0,306*510)*132,3*?10?^(-4)*?10?^3 )=1,4>0,15

Значение ?cir оставляем без изменения. Если ?cir d_s/2=1,475/2=0,7375,

Принимаем ? Z?_s=0,7375.

?_s=?_1-?_2 ?_cir=0,170-0,306*1,4=-0,2584<0

Проверяем прочность нормального сечения:

Ne_0 ??(?_b R_b Ar_m+?_s R_sc A_s d_s/2) sin?(??_cir )/?+?_s R_s A_s ?_s Z_s

Ne_0 ?=6123*0,286*1,17=2048,88 кН*м

(?_b R_b Ar_m+?_s R_sc A_s d_s/2) sin?(??_cir )/?+?_s R_s A_s ?_s Z_s=

=(1,1*17*0,9377*0,51+1,1*400*132,3*?10?^(-4)*1,475/2)*?10?^3*sin?(?*1,4)/?=

=2149,8 кН*м

Проверяем прочность нормального сечения:

N*e_0*?=1427,7 кН*м<2149,8 кН*м

Условие выполняется, следовательно, прочность по нормальному сечению обеспечена.

Расчет спирали

Площадь сечения спирали As,s определяем, как в слабоармированном сечении, в котором должно выполняться условие:

1,15*R_(bt,ser)*?_w*b?R_s*A_(s,s)

При армировании арматурой класса A-I (катанкой)

A_(s,s)=(1,15*R_(bt,ser)*?_w*b)/R_(s,s) =(1,15*1,7*?10?^3*0,12*1)/(225*?10?^3 )=11,04*?10?^(-4) м^2/м

где ? w ? 0,12м- толщина стенки сваи-оболочки,

b ? 1 п.м - ширина сечения.

Так как в стенке сваи-оболочки располагаем двойную спираль,

минимальная площадь сечения спирали A_(s,s)=11,04/2=5,52 ?см?^2/м. Площадь

одного стержня при шаге кольцевой арматуры S_s=8см

A_(s,s1)=(A_(s,s)*S_s)/b=(5,52*8)/100=0,4416 см^2

При этом диаметр кольцевой арматуры по конструктивным соображениям должен быть не менее 8 мм.

По сортаменту принимаем арматуру класса A-I диаметром 8 мм (As,s1= 0,503 см2 ) с шагом 80 мм и суммарной площадью на один погонный метр

высоты сваи-оболочки A_(s,s)=b/S_s A_(s,s1)=100/8*0,503=6,29см^2/м

Свая-оболочка выполняется из звеньев длиной 4...8 м. На концах звеньев на участке длиной 1 м устанавливаем спирали с шагом 50 мм.

Размеры оголовка, стыковых обечаек, сварных швов и ножа принимаются конструктивно.

Расчет трещиностойкости кольцевого сечения сваи-оболочки

Расчет ведем на действие нормативных нагрузок. Для простоты расчета используем осредненный коэффициент надежности по нагрузке ?_f=1,2.

N_n=N/?_f =5443/1,2=4535.8 кН;

M_n=M/?_f =1669.4/1,2=1391.2 кН*м.

Трещины не образуются, если выполняется условие

M_c?M_crc. Максимальное напряжение в сжатом бетоне определяем по формуле:

?_b=(?_sp A_s+N_n)/A_(p,red) +(M_n d_1)/(2J_(p,red) )=(431*63.7*?10?^(-4)*?10?^3+4535,8)/0,577+(1391,2*1,2)/(2*0,0814)=

=15013 кН/м

Коэффициент

?=1,6-?_b/R_(b,ser) =1,6-15013/(22*?10?^3 )=0,918

Коэффициент ? принимается не менее 0,8 и не более 1,0:

0,8 ? ? ? 1,0 ,

0,8 ? ? ? 0,918 ? 1,0 .

Условие выполняется, принимаем ? ? 0,918 .

Расстояние от центра тяжести сечения до ядровой точки:

r_sup=?*(2J_(p,red))/(d_1 A_(p,red) )=0,918*(2*0,0814)/(1,2*0,435)=0,286

Коэффициент ?, учитывающий развитие пластических деформаций в сечении, равен:

?=2-0,4 d_i/d_1 =2-0,4*0,84/1,2=1,72

Момент сопротивления с учетом пластических деформаций:

W_pl=?*W_red=? (2*J_(p,red))/d_1 =1,72*(2*0,0814)/1,2=0,233 м^3

Момент, воспринимаемый сечением без образования трещин:

M_crc=R_(bt,ser)*W_pl+?_sp*A_s*r_sup

M_crc=1,8*?10?^3*0,233+431*63,7*0,286=827,14 кНм

Нормативный момент относительно ядровой точки:

M=N_n*(e_0-r_(sup ))

M=4535,8*(0,215-0,286)=322,04 кНм

M=322 кНм

Момент от внешней нагрузки меньше момента трещинообразования, следовательно, трещиностойкость сваи-оболочки обеспечена.

Литература

Свод правил. СП 20. 13330.2011. Нагрузки и воздействия. Актуализированная редакция СНиП 2.01.07-85*. М.: ФГУП ЦПП, 2011.

Свод правил. СП 38. 13330.2021. Нагрузки и воздействия на гидротехнические сооружения (волновые, ледовые и от судов). Актуализированная редакция СНиП 2.06.04-82*. М.: 2012.

Свод правил. СП 58. 13330.2012. Актуализированная редакция СНиП 33- 01-2003 Гидротехнические сооружения. Основные положения. М. 2012.

Свод правил СП 23.13330.2011. Актуализированная редакция СНиП 2.02.02-85. Основания гидротехнических сооружений. М. 2011.

Свод правил СП 24.13330.2011. Актуализированная редакция СНиП 2.02.03-85. Свайные фундаменты. М. 2011.

Свод правил СП 41.13330.2012. Актуализированная редакция СНиП 2.06.08-87. Бетонные и железобетонные конструкции гидротехнических сооружений. М. 2012.

Пособие по проектированию бетонных и железобетонных конструкций гидротехнических сооружений (без предварительного напряжения) к СНиП 2.06.08-87. ВНИИГ. Ленинград, 1991.

2

42

Показать полностью… https://vk.com/doc38882009_442135039
318 Кб, 15 февраля 2017 в 0:20 - Россия, Москва, МГСУ НИУ (МГСУ-МИСИ), 2017 г., docx
Рекомендуемые документы в приложении