3.6 FORANKRING 3.6 FORANKRING 3.6 FORANKRING
Armeringsstenger skal være forankret slik at krefter blir overført til betongen på en sikker måte. Dette for å unngå riss og avskalling. Forankringslengde for skjærarmering er ifølge 8.5, figur 8.5 i NS-EN 1992-1: L = 5ø.
Beregnede forankringslengder for skjærarmering
Jernstørrelse Forankringslengde
[mm]
ø12 60
ø16 80
Tabell 5 Forankring skjærarmering
Beregnede forankringslengder for lengdearmering, se”vedlegg F.5.2”.
Konstruksjonsdel Jernstørrelse Forankringslengde [mm]
Nedre armering i utkrager ø12 60
Øverst innersøyle ø25 250
Tabell 6 Forankringslengder for lengdearmering
Ved beregning av forankringslengde for nedre armering i utkrager er det brukt samme formel som ved beregning av skjærarmering. Dette fordi denne armeringsmengden er et minimumskrav. Det fører til at det i teorien ikke går noen krefter gjennom armeringen.
12
4 PROSJEKTERINGSGRUNNLAG 4 PROSJEKTERINGSGRUNNLAG 4 PROSJEKTERINGSGRUNNLAG 4 PROSJEKTERINGSGRUNNLAG
Oppgaven tar utgangspunkt i et skisseprosjekt fra Statens vegvesen. I disse skissene er det allerede gjort bestemmelser når det kommer til utforming av brua. Brutype, lengde, antall spenn og antall søyler er fastsatt. Utforming og mål av dekket, søyler, fundament,
overgangsplate, vinger og endetverrbjelke er bestemt, men alle disse må dimensjoneres.
Figur 5 Kart over plassering av brua
Brua er en gang- og sykkelbru som går over en tofelts vei, Jonsvannsveien. Brua, som dimensjoneres som en bjelkeplatebru, har en total lengde på 42 meter. Det er tre spenn på 10,6, 10,6 og 17,2 meter. I tillegg er det utstikk på cirka 2 meter ved hver ende. Brua er monolittisk og fugefri, og vil bli slakkarmert. Gangbrua ligger på en rett strekning og er symmetrisk.
13
4.1 GE 4.1 GE 4.1 GE
4.1 GEOTEKNIKK OTEKNIKK OTEKNIKK OTEKNIKK
Prosjektgruppa har ikke tilgang på grundige grunnundersøkelser, men ifølge opplysninger fra Statens vegvesen er det fast NC-leire i området der Dragvollbrua ligger. Det kan fastsettes i tabell 4.3 i Geoteknikk og fundamenteringslære 1 ved hjelp av parameterne = 50 og
= 0,6. Under fundamentene skal matjord/hummus fjernes ned til leire. Det skal graves til minimum 300 mm under underkant fundament. [17]
Over endetverrbjelkene skal sprengsteinfyllingen være av sortert gravbar sprengstein med DMAX = 300 mm. Fyllingen skal komprimeres og videre etableres slik at bruas
endetverrbjelker skjules. Det skal graves grøft lokalt i sprengsteinsfyllingen for støp av fundamenter, endetverrbjelker, vinger og overgangsplater. Det skal fylles inntil og over all betong med komprimert pukk 20-120 mm med en minimumstykkelse på 300 mm. [15]
Under fundamentene skal det være minimum 300 mm pukkpute av komprimert pukk 22-64 mm. Tykkelse på pukkputen økes dersom leiren befinner seg på et dypere nivå enn antatt. Det skal også fylles opp til overkant fundament med komprimert pukk 22-64 mm.
Over fundamentet skal det ligge frostisolasjon av type 80 mm XPS eller tilsvarende produkt.
Det skal dokumenteres at isolasjonen er uskadd etter overfylling. Isolasjonen skal føres minimum 1,8 m forbi ytterkant fundamentplate og den skal ligge minimum 0,5 m under ferdig fylling. [15]
Vinger, endetverrbjelker og stag støpes mot 100 mm rockwool markplate eller tilsvarende produkt. Isolasjonen har til hensikt å fungere som elastisk underlag mot fyllingen. Under overgangsplaten skal det være 150 mm komprimert pukk 22-64 mm. Over fyllingen inntil endetverrbjelken skal det legges 150 mm matjord på grunn av estetiske årsaker. [15]
14
4.2 BELEGNING 4.2 BELEGNING 4.2 BELEGNING 4.2 BELEGNING
Belegning bestemmes etter kapittel 12 i N400 og håndbok R762, Prosesskode 2.Det skal benyttes A3-2 med prefabrikkert membran. Belegningen antas å ha høyde 70 mm på midten med takfall ut mot kantbjelken. På grunn av at det er en fugefri bru skal det være minimum to lag asfaltbetong over fuktisoleringen. Asfalten skal ha polymermodifisert bindemiddel. For belegningsklasse A3 skal det påføres polymermodifisert bitumenemulsjon C60BP3 100 mm opp på betongkant og minimum 80 mm over overkant slitelag. Det skal etableres en minimum 20 mm bred fuge av Topeka 4S mellom føringskanten og asfalten. Fugen skal ha monolittisk forbindelse med fuktisoleringen på brudekket og ha hulkil i overkant med fall ut fra betongkant mot slitelaget. Der det ligger løsmasser mellom membran og overliggende asfaltlag skal det benyttes prefabrikkert membran som tilslutning. [13], [16]
15
5 MODELLERING 5 MODELLERING 5 MODELLERING 5 MODELLERING
5.1 STATISK MODELL 5.1 STATISK MODELL 5.1 STATISK MODELL 5.1 STATISK MODELL
Brua er symmetrisk og består av fire skråsøyler som gir overbygningen ett midtspenn og to sidespenn på henholdsvis 17,2 og 10,6 meter. Overbygningen stiger fra endene mot midten med 75‰, 8,0 meter i lengderetning. Der går brua over til å krumme oppover med en radius på 150 meter. Brua blir sett på som fugefri i henhold til figur 3.1, N400. Den statiske
modellen er i utgangspunktet svært komplisert. Brua er støpt monolittisk, som innebærer at alle brudelene er støpt sammen. Dette fører til at alle forbindelsene blir sett på som
innspente og moment vil bli overført i hele brua. Med tanke på svinn, kryp og temperatur er dette lite gunstig da støttemomenter og tvangskrefter vil oppstå i konstruksjonen. I
datamodellen er helning og krumning tatt hensyn til, men alle håndberegninger er gjort ut ifra en forenkling av den statiske modellen der helning og krumning er sett bort ifra.
Figur 6 Forenklet statisk modell
5.2 FEM 5.2 FEM 5.2 FEM
5.2 FEM----DESIGN DESIGN DESIGN DESIGN
Etter samtaler med ekstern veileder ble det enighet om å bruke FEM-Design til å modellere brua. Dataprogrammet er utviklet av StruSoft og brukes hovedsakelig til å beregne store konstruksjoner i stål, tre og betong. FEM-Design egner seg i noen grad til brudesign, men det krever en del antagelser og forenklinger. Siden det ble valgt å dele opp overbygningen i bjelke og utkragere måtte det også modelleres to modeller i FEM-Design. Den ene modellen
16
tar for seg bjelken og søylene, mens den andre modellen tar for seg en meter i lengderetning av utkrageren.
Figur 7 Modell for bjelke og søyler
Det første som ble tatt hensyn til var overbygningens tverrsnitt. Den buede endringen i bredde i tillegg til kantdragerne lot seg ikke modellere og måtte derfor forenkles. Avviket fra det opprinnelige tverrsnitt, som figurene nedenfor viser, ble på 1,89%, noe gruppen er tilfreds med. Med tanke på at egenvekt fra overbygning gir innvirkning på søylene og fundamentet måtte vi bruke hele tverrsnittet, og ikke bare bjelkedimensjonen.
Figur 8 Opprinnelig tverrsnitt
Figur 9 Forenklet tverrsnitt
17
Søyleovergangene til fundament og overbygning er støpt på en måte som også måtte forenkles. Overgangene er modellert som enkle stive hjørner og innersøylas varierende dimensjon er forenklet til 800-1500 mm. Fundamentene er ikke modellert, da dette ikke ville hatt noen innvirkning på hvordan kreftene opptrer i resten av konstruksjonen.
Moment- og skjærkraftdiagrammene som ble utarbeidet viste seg å være ufullstendige. Alle forbindelser ble modellert som fast innspente, men allikevel gikk momentdiagrammet mot null i endene av brua. Skjærkraftdiagrammet skiftet også fortegn uten at det tilsvarende momentdiagrammet hadde toppunkt eller bunnpunkt. Dette skjedde i punktet der overbygningen går fra helning til bue, noe som tyder på at programmet ikke så på overbygningen som ett element. Ingen av feilkildene hadde direkte innvirkning på de tre tverrsnittene det ble valgt å se nærmere på, men det tyder på at maksverdiene som ble brukt bare er tilnærmet nøyaktige.
Figur 10 Momentdiagram
Figur 11 Skjærkraftdiagram
18
Modellen for utkrageren ble modellert som en fast innspent bjelke. Den har en oppstikkende plate i ytterkant, som tilsvarer rekkverket. Rekkverket måtte modelleres som innspent plate for å overføre krefter som oppstår når noen lener seg øverst på rekkverket.
Den fast innspente bjelken i bunn er en forenklet utgave av utkrageren. Den har samme tykkelse langs hele bjelkelengden. For å optimalisere nøyaktigheten av kreftene som virker på bjelken ble egenlasten modellert inn som last. Denne lasten varier langs bjelkens lengde og er tilnærmet lik lasten som ville kommet av egenvekt fra den opprinnelige utkrageren.
Figur 12 Modell for utkrager
19
Se ”vedlegg C.1” for beregninger.
Som egenlast regnes tyngden av alle permanente deler av konstruksjonen. Tyngetettheten av armert normalvektsbetong skal settes minst lik 25,0 ! ved dimensjonering. Egenvekten til fundament, vinger og overgangsplate er beregnet i egne dokumenter. [13]
Beregnede egenlaster
Konstruksjonsdeler Egenlast beregnet for hånd
"#
Stabbestein %0)'**&0)&-( = 9,16
Tabell 7 Egenlast
20
6.2 SNØLAST 6.2 SNØLAST 6.2 SNØLAST 6.2 SNØLAST
Se ”vedlegg C.2” for beregninger.
Brua ligger på Dragvoll, 156 moh. Derfor er grunnverdien for snølast, 4 ,5 = 3,5 67/ 3, regnet med et tillegg, ∆4 = 1,0 67/ 3. Dette er fordi tillegget må, i Trondheim kommune, benyttes for lokasjoner på 150 moh eller mer. Dermed blir den karakteristiske snølasten 4 = 4,5 67/ 3. [3]
I 5.4.2 i N400 står det at snølast regnes ikke å opptre samtidig med trafikklast på veibruer, fergekaier eller gang- og sykkelbruer. Prosjektgruppa antar at siden brua ligger sentralt vil den ryddes kontinuerlig for snø. Snølast som kan bli liggende på konstruksjonen over tid, skal i beregninger medtas som permanent last. Dette gjelder kantbjelken og rekkverket, men siden det utsatte arealet er såpass lite velges det å se bort fra snølasten. [13]
21
6.3 VINDLAST 6.3 VINDLAST 6.3 VINDLAST 6.3 VINDLAST
Se ”vedlegg C.3” for beregninger.
For å gjøre vindberegninger på brukonstruksjoner må det først defineres vindlastklasse.
Vindlastklassene er delt opp etter hvor mye brukonstruksjonen blir utsatt for dynamiske lastvirkninger. Dette varierer med egensvingeperiode og spenn.
Det lengste spennet på brua er 17,2 m. For vanlige brudekker med spenn mindre enn 40 m er det vanligvis ikke nødvendig med en dynamisk beregning. 17,2 m er såpass langt innenfor grensen at brua ble vurdert til vindlastklasse 1. [4]
«Vindlastklasse 1: Brukonstruksjoner med ubetydelig dynamisk lastvirkning fra vind.
Vindlastklasse 1 omfatter alle bruer, hvor høyeste svingeperiode er < 2 s.» [13]
Vind påvirker brua i alle tre dimensjoner og dimensjonene er gitt av figuren under.
Figur 13 Bruas dimensjoner
22
For å regne ut bidraget fra vinden ble basisvindhastighet (Vb) i området først funnet.
Referansevindhastigheten (Vb,0) ble funnet fra tabell og deretter korrigert i henhold til faktorer som tar for seg vindretning og årstid. Virkningen av høyde over havet og returperiode av maksimal vindhastighet er ubetydelig i dette tilfellet.
Referansevindhastigheten er bestemt av at Dragvoll regnes som et nærliggende havområde og returperioden er satt til 50 år som er standard.
Videre måtte stedsvindhastigheten (vm) defineres før man kunne finne
vindkasthastighetstrykket (qp). Stedsvindhastigheten ble funnet ved å korrigere
basisvindhastighet i henhold til terreng. Vindkasthastighetstrykket (qp) ble til slutt funnet ut ifra stedsvindhastigheten, turbulensintensiteten (Iv), luftens densitet og en toppfaktor som settes lik 3,5.
6.3.1 VINDLAST PÅ BRUDEKKET 6.3.1 VINDLAST PÅ BRUDEKKET6.3.1 VINDLAST PÅ BRUDEKKET 6.3.1 VINDLAST PÅ BRUDEKKET
Vindbidraget i alle de tre dimensjonene ble regnet fra basisvindhastighet og
vindkasthastighet. Beregningene ble gjort etter den forenklede metoden i kapittel 8, NS-EN 1991-1-4. I henhold til N400 stilles det ikke krav til kontroll for samtidighet av vind- og trafikklast, for separate gang- og sykkelbruer. [13]
Resultat vindlast:
Tabell 8 Vindlast i flere retninger
23 6.3.2 VINDLAST PÅ SØYLER
6.3.2 VINDLAST PÅ SØYLER6.3.2 VINDLAST PÅ SØYLER 6.3.2 VINDLAST PÅ SØYLER
Det er bare vindlast på de to innersøylene fordi yttersøylene er under løsmasser.
Vindbidraget på innersøylene regnes etter kapittel 5 i NS-EN 1991-1-4. Grunnet varierende areal på søylene vil vindlasten variere.
Resultat vindlast:
Ved utstikk fra sprengfylling
"#
Tabell 9 Resultat vindlast
6.3.3 HVIRVELAVLØS 6.3.3 HVIRVELAVLØS6.3.3 HVIRVELAVLØS 6.3.3 HVIRVELAVLØSNINGNINGNINGNING
«Hvirvelavløsning oppstår på grunn av alternerende hvirveldannelser på hver side av tverrsnittet, som gir fluktuerende krefter på tvers av hovedstrømsretningen og vridningsmoment om skjærsenteret.» [13]
Brua blir i dette tilfellet vurdert til å ikke ha store nok påvirkninger av hvirvelavløsning til at det vil utgjøre en betydelig forskjell.
24
6.4 TERMISK LAST 6.4 TERMISK LAST 6.4 TERMISK LAST 6.4 TERMISK LAST
Se ”vedlegg C.4” for beregninger.
Temperaturfordelingen i en enkelt konstruksjonsdel kan deles inn i fire hoveddeler: [5]
• Jevnt fordelt temperaturandel
• Lineært varierende temperaturdifferanse om z-z aksen
• Lineært varierende temperaturdifferanse om y-y-aksen
• Ikke-lineært varierende temperaturdifferanse
På grunn av at det er en bjelkeplatebru i betong kommer brua under type 3. Ut ifra isotermkartene figur NA.A1 og figur NA.A2 i NS-EN 1991-1-5 beregnes høyeste og laveste jevnt fordelte temperaturandel basert på en årlig sannsynlighet for overskridelse på p=0,01 og 100 års returperiode. [5]
:&. ';= 34,39℃ og :&. -(= −30,87℃.
Den karakteristiske verdien for temperaturkontraksjonsintervall og
temperaturekspansjonsintervall for en jevnt fordelt bruandel gir enten sammentrekning eller utvidelse i lengderetningen av brua.
∆: , >( = 40,87 ℃ og ∆: ,&;?= 24,93 ℃.
I dette tilfellet kan både lineært og ikke-lineært varierende vertikal temperaturdifferanse benyttes. Her velges det å benytte lineært varierende temperaturdifferanse. Verdiene angitt i tabell 6.1 i NS-EN 1991-1-5 er imidlertid gitt for et slitelag på 50 mm, mens Dragvollbrua har et slitelag på 70 mm på midten og 40 mm på endene. Dette gir et gjennomsnitt på 55 mm.
Verdiene må derfor multipliseres med faktoren ksur som finnes i tabell 6.2. Brua har overflatetykkelse med membran. [5]
25
Vertikal lineært varierende temperaturandel skal fordeles over tverrsnittshøyden slik at fordelingen gir ∆: = 0 i tverrsnittets tyngdepunktakse. [13]
∆:@,A&') = 22,5 ℃ og ∆:@, >>,= 8 ℃.
ΔTM gir krumning og momenter i brua, enten ved at det er varmere på oversiden enn undersiden av brua, eller motsatt.
Her må det tas hensyn til kombinasjoner av både temperaturdifferanse og største intervall for jevnt fordelt brutemperaturandel. Det bør velges den ugunstigste virkningen av disse lastkombinasjonen:
Lastkombinasjoner Samtidighet av jevnt fordelte temperaturandeler og
Bruker dermed LK3 og LK4 videre i dimensjoneringen siden det er i disse likningene ekspansjonen og kontraksjonen er størst i tillegg til temperaturdifferansen.
26
6.5 ULYKKESLAST 6.5 ULYKKESLAST 6.5 ULYKKESLAST 6.5 ULYKKESLAST
Se ”vedlegg C.5” for beregninger.
Ulykkeslaster er laster konstruksjonen kan bli utsatt for som resultat av uriktig operasjon, ulykkestilfelle eller unormale hendelser som påkjøringslaster fra kjøretøy. Sannsynligheten for hendelser som dette bør ikke overstige 10-4 per år. I dette tilfellet antas det middels risikonivå med en sannsynlighet på 10-4. ”Brudd i en del av konstruksjonen. Totalt eller delvis sammenbrudd i konstruksjonen er usannsynlig. Liten fare for skade og hindringer for brukere og offentlighet”. [13], [7]
Gruppa antar at støt fra lastebiler påfører kollisjonskraften F i en vilkårlig høyde h mellom 0,5 m og 1,5 m over kjørebanens nivå. For støt fra biler påføres kollisjonskraften F ved h=0,50 m over kjørebanens nivå. [7]
27 6.5.1 STØT MOT UNDERBYGNING
6.5.1 STØT MOT UNDERBYGNING6.5.1 STØT MOT UNDERBYGNING 6.5.1 STØT MOT UNDERBYGNING
Tabell NA.4.1 i NS-EN 1-1-7 viser kraften fra støt fra kjøretøyer i og vinkelrett på kjøreretning. Veien under brua er en bilvei med fartsgrense lik 50 km/t. Dermed fremkommer disse resultatene: [7]
Type Kraft
[kN]
Støt fra kjøretøyer i kjøreretning 500
Støt fra kjøretøyer vinkelrett på kjøreretning
250
Tabell 11 Krefter ved ulykke
6.5.2 STØT MOT OVERBYGNING 6.5.2 STØT MOT OVERBYGNING6.5.2 STØT MOT OVERBYGNING 6.5.2 STØT MOT OVERBYGNING
Ifølge 4.3.2 i NS-EN 1-1-7 er ”anbefalt verdi for passerende klaring for å unngå støt, når det ikke er tatt hensyn til framtidig legging av nytt dekke på vegbanen under brua, er i området fra 5,0 m til 6,0 m.” Klaringen i dette tilfelle ligger akkurat i dette området. Det velges derfor å se bort ifra støt mot overbygning. [7]
28 6.5.3
6.5.3 6.5.3
6.5.3 STØT FRA KJØRETØY SOM FORLATER KJØREBANENSTØT FRA KJØRETØY SOM FORLATER KJØREBANENSTØT FRA KJØRETØY SOM FORLATER KJØREBANENSTØT FRA KJØRETØY SOM FORLATER KJØREBANEN
I tillegg C, NS-EN 1-1-7, vises det hvordan man regner ut støt fra lastebil på søylene til brua.
Resultatet er regnet ut i fra at lastebilen forlater kjørebanen med en fart på 50 km/t, 21,56 m fra søyla. Her danner lastebilen en vinkel på 10° med kjørebanen. Støthastigheten når lastebilen treffer søyla blir 16,27 km/t. Det fører til denne verdien: [7]
Type Kraft
[kN]
Støt fra lastebil 1117,95
Tabell 12 Kraft ved støt fra lastebil
29
6.6 TRAFIKKLAST 6.6 TRAFIKKLAST 6.6 TRAFIKKLAST 6.6 TRAFIKKLAST
Se ”vedlegg C.6” beregninger.
Med trafikklast på gangbru menes belastningen i vertikal og horisontal retning på gangbane og rekkverk. Denne belastningen er forårsaket av fotgjengere så vel som tjenestekjøretøy.
Trafikklasten skal representerer ugunstigst tilfelle både i lengderetning og i retningen vinkelrett på dekket. [13]
6.6.1 VERTIKALE LASTER 6.6.1 VERTIKALE LASTER6.6.1 VERTIKALE LASTER 6.6.1 VERTIKALE LASTER
For gangbruer er det tre lastmodeller:
• Jevnt fordelt last (qfk)
• Konsentrert last (Qfwk)
• Last fra tjenestekjøretøy (Qserv)
I tilfeller der last fra tjenestekjøretøy opptrer, kan den konsentrerte lasten Qfwk ses bort ifra.
Denne gangbrua dimensjoneres for tjenestekjøretøy. Derfor reduseres trafikklasten til to modeller. Den jevnt fordelte lasten qfk og last fra tjenestekjøretøy, Qserv. qfk representerer at en folkemengde beveger seg samlet over brua. Dette kan for eksempel være en parade. Her skal det dimensjoneres for økt last som følge av dynamiske virkninger. Dette vil si dersom folkemengden går i takt. Denne lasten, qfk, er på en gangbru satt til 5 kN/m2. Rekkverksrom inkluderes i arealet. Belastning fra tjenestekjøretøy eller andre kjøretøy på fylling inntil gangbru er dekket ved overnevnte kontroll for qfk = 5 kN/m2. [8]
Den andre lastmodellen er for et tjenestekjøretøy, Qserv. ”Der annet ikke er gitt for det enkelte prosjekt, eller dersom føringsavstanden ikke er for liten, skal alle gangbruer og gangbaner/fortau belastes med et tjenestekjøretøy Qserv. Det vil si to akslinger på 80 kN og
30
40 kN, akselavstand på 3 m og hjulavstand på tvers lik 1,3 m målt mellom hjulenes senterlinjer. Hjulenes kontaktflate er kvadratisk med sidekant lik 0,2 m på belegningens overflate. ” [8]
6.6.2 HORISONTALE LASTER 6.6.2 HORISONTALE LASTER6.6.2 HORISONTALE LASTER 6.6.2 HORISONTALE LASTER
Karakteristisk verdi av en kraft, Qflk, som virker horisontalt i bruas lengderetning settes lik det største av 10 % av total jevnt fordelt last og 60 % av totalvekten av tjenestekjøretøy.
Horisontal kraft i tverretning, DE, ,), opptrer kun samtidig med tjenestekjøretøy og settes lik 25% av den horisontale kraften i lengderetning fra tjenestekjøretøy. [8]
DE, = 107,91 67 DE, ,)= 18 67
6.6.3 LASTER PÅ GANGBRUREKKVERK 6.6.3 LASTER PÅ GANGBRUREKKVERK6.6.3 LASTER PÅ GANGBRUREKKVERK 6.6.3 LASTER PÅ GANGBRUREKKVERK
Toppen av rekkverket på gangbruer skal belastes med en linjelast på 1,5 kN/m. Dette er en variabel last som virker horisontalt eller vertikalt. Dimensjonerende ulykkeslastvirkning settes lik 1,25 ganger rekkverkets karakteristiske kapasitet. [8]
D.&,F= 1,88 67
31 6.6.4 LA
6.6.4 LA6.6.4 LA
6.6.4 LASTKOMBINASJONERSTKOMBINASJONERSTKOMBINASJONERSTKOMBINASJONER
Samtidighet av lastene er beskrevet i tabell 5.1 i NS-EN 1-2.
Type last Vertikale laster Horisontale laster
Lastsystem Jevnt fordelt last Tjenestekjøretøy
Last-gruppe
Gruppe 1 qfk 0 DE,
Gruppe 2 0 Qserv DE,
Tabell 13 Trafikklastkombinering
I tillegg til lastkombinasjonene over skal det testes for last på rekkverket. Denne lasten er det naturlig å kombinere med lasten som tilsvarer en folkemengde.
6.6.5 LASTER MED INDIREKTE VIRKNINGER PÅ KONSTRUKSJONEN 6.6.5 LASTER MED INDIREKTE VIRKNINGER PÅ KONSTRUKSJONEN6.6.5 LASTER MED INDIREKTE VIRKNINGER PÅ KONSTRUKSJONEN 6.6.5 LASTER MED INDIREKTE VIRKNINGER PÅ KONSTRUKSJONEN
Fyllingen inntil gang- og sykkelveikonstruksjoner belastes med den jevnt fordelte lasten 5 kN/m2. Dette er last fra tjenestekjøretøy eller andre kjøretøy. [8]
32
6.7 DEFORMASJONSLASTER 6.7 DEFORMASJONSLASTER 6.7 DEFORMASJONSLASTER 6.7 DEFORMASJONSLASTER
Deformasjonslaster er laster som følge av deformasjoner eller byggematerialets egenskaper.
I dette tilfellet er det snakk om kryp og svinn. Betongens kryp og svinn påvirkes av områdets luftfuktighet, konstruksjonens tverrsnitt og betongens sammensetning. [13]
6.7.1 KRYP 6.7.1 KRYP 6.7.1 KRYP 6.7.1 KRYP
Kryp er den tidsavhengige deformasjonen som opptrer i et materiale grunnet ytre påkjenninger. Dette skjer ved sammentrykking av betong over tid, utover den
sammentrykkingen som oppstår momentant under lastpåføring. Deformasjoner grunnet kryp er sammensatt av to elementer. En viskøs og en forsinket elastisk deformasjon. Den viskøse deformasjonen er permanent og forsvinner ikke ved avlastning. [9]
Forholdet mellom krypdeformasjon og momentan deformasjon er kryptallet, krypingens størrelse. Kryp påvirkes av betongens modenhet ved lastpåføring, lastens varighet og størrelse. Dersom betongen ikke er utsatt for trykkspenning større enn 0.45 fck (t0) ved belastningstidspunktet kan lineært kryp benyttes. Det benyttes i dette tilfellet. Antar at betongens alder ved det aktuelle belastningstidspunktet er 7 døgn. [9]
6.7.
6.7. 6.7.
6.7.2 SVINN 2 SVINN 2 SVINN 2 SVINN
Svinn er en prosess som oppstår når betong krymper ved at den tørkes ut. Dette skjer både under herding og over lengre tid. Svinntøyningen er uavhengig av lastnivået.
Total svinntøyning er sammensatt av to bidrag, autogen tøyning og tøyning ved uttørking.
Den autogene svinntøyningen utvikler seg parallelt med betongens fasthetsutvikling.
Mesteparten utvikler seg derfor kort tid etter utstøping. Den er en lineær funksjon av betongfastheten. Uttørkingssvinnet er en funksjon av fukttransport gjennom den herdede betongen. Den utvikler seg derfor langsomt. Her antas det at herdetiltak avsluttes etter 28 døgn. [9]
33
6.7.3 SETNINGER 6.7.3 SETNINGER 6.7.3 SETNINGER 6.7.3 SETNINGER
Grunnens bæreevne er beregnet til 500 . Fundamentet står på et avretningslag av pukk.
Under dette laget er løsmassene faste og består av NC leire. Det er ikke forventet setningsproblemer.
34
6.8 JORDLAST 6.8 JORDLAST 6.8 JORDLAST 6.8 JORDLAST
Se vedlegg «C.7 Jordlast» for beregninger.
Jordtrykket som virker på brukonstruksjonen er delt inn i tre deler. Jordtrykk mot endeskjørt, mot yttersøyler og på overgangsplaten. Bak endeskjørtet, rundt yttersøylene og over
overgangsplaten er det fylt med sprengstein. Veiledende materialdata for dette ble hentet fra V220. Disse verdiene er brukt i overslagsberegninger, men gir ikke tilstrekkelig
nøyaktighet.
Jordlasttilfellene som er bestemt:
• Permanent jordtrykk
• Variabelt jordtrykk pga. trafikklast
• Permanent tyngde av jord på overgangsplate
Jordtrykk kan beregnes som passivt-, aktivt-, eller hviletrykk. På grunn av at jordtrykket ikke kan virke stabiliserende på konstruksjonen, kan ikke prosjektgruppa anta aktivt jordtrykk.
Dersom det gjøres kan jordtrykket føre til reduserte laster på grunn av deformering av konstruksjonen. Et aktivt jordtrykk vil også ta opp horisontalkrefter fra for eksempel
Dersom det gjøres kan jordtrykket føre til reduserte laster på grunn av deformering av konstruksjonen. Et aktivt jordtrykk vil også ta opp horisontalkrefter fra for eksempel