Курсовая работа: Розрахунок монолітного залізобетонного акведука

 α0 =0,388 < αR = 0,42.

Значенню α0 =0,388 відповідає η = 0,737 x=0,527 (додаток 5 [2], табл. 7.17[5]).

Потрібна площа перерізу арматури

.

Приймаємо 2Æ28 + 2Æ25 А-ІІ, As= 22,14 см2.

Опори 2,3, М3=176,98 кН·м=17698 кН·см. α0=0,408; η=0,715; As=24,02 см2. Прийнята арматура 4Æ28 А-ІІ, As = 24,63 см2.

Розрахунковий переріз другорядної балки в прольотах, де полиця буде стиснута, залежить від положення нейтральної лінії.

Визначаємо ширину полиці bf /, що вводиться в розрахунок

= 2bef + bb = 2 · 103 +18 = 224 см,

де      bef £ 1 / 6 · lb = 1 / 6 · 620 = 103,3 см; ,

у розрахунок приймаємо менше з двох значень .

Визначаємо випадок розташування нейтральної лінії за умовою

.

Значення згинаючого моменту, який може сприйняти балка за умови, що межа стиснутої зони проходить по нижній грані полички, обчислюємо за формулою

Mf = γb3 · Rb · bf ¢ · hf¢ · (h0 – 0,5 hf¢) = 1,1 · 17,0 · 224 · 17 (38,5 – 0,5 · 17) /10 = 213628,8 кН ·см = 2136,29 кН ·м,

де .

Оскільки Mf =2136,29 кН·м > M1-2=90,57 кН·м, нейтральна лінія проходить у поличці, а розрахунковий переріз балки прямокутний з розмірами bf´h0=224´38,5см.

Перший проліт

за α0 знаходимо η=0,992; x=0,0169 (табл. 7.17 [5], додаток 5[2]).

Потрібна площа арматури

.

Приймаємо 2Æ18 + 2Æ16 А-ІІ, As = 9,11 см2.

Другий і третій прольоти (обчислення аналогічні)

М2-3 = 86,26 кН·м = 8626 кН·см. α0 =0,0160; η = 0,992; As = 8,43см2. Прийнята арматура 2Æ18 + 2Æ16 А-ІІ, As = 9,11 см2.

3.4    Розрахунок міцності похилих перерізів другорядної балки

Поперечну арматуру приймаємо Æ 12 мм класу А-І. Згідно конструктивних вимог, максимальний крок поперечної арматури на приопорних ділянках

Sw  hb / 2 = 45/2 = 22,5 см, але не більше Sw = 15 см. Приймаємо Sw = 15 см.

Розрахункова поперечна сила Q2 = 176,8 кН.

Визначимо мінімальну поперечну силу, яку може сприйняти бетон

Qb,min = 0,6 ·(1 + φf + φn) · Rbt · bb · h0 · γb3

Qb,min = 0,6(1 + 0 + 0) · 1,2 · 18 · 38,5 · 1,1 · 10-1 = 54,9 кН,

де      φf = 0 – для прямокутного перерізу;

φn = 0 – коефіцієнт, який враховує поздовжню силу.

Так як Qb,min=54,9 кН<Q=176,8 кН, то необхідний розрахунок поперечної арматури. Мінімальне погонне зусилля у поперечній арматурі

 кН /см.

Погонне зусилля, яке може сприйняти поперечна арматура

 кН/см > qsw,min = 0,713 кН /см.

Проекція тріщини на вісь балки

== 49,26 см < 2 · h0 = 77 см,

де      φb2 = 2 – для важкого бетону.

Поперечна сила, яку сприймають бетон і поперечна арматура

Q = Qb,min + qsw · c0 = 54,9 + 2,639 · 49,26 = 184,9 > Q = 176,8 кН.

Міцність похилого перерізу на дію поперечної сили забезпечена.

Перевіряємо міцність стиснутої смуги бетону за умовою (60) [6]:

,

де      ;

φb1 = 1 – β · Rb = 1 – 0,01 · 17,0 = 0,83;

β = 0,01 – для важкого бетону.

176,8 кН < 0,3 · 1,251 · 0,83 · 17,0 · 10-1 · 18 · 38,5 = 366,98 кН.

3.5 Конструювання балки. Побудова епюри матеріалів

Площа арматури в балках на опорах і в прольотах визначалась за найбільшими згинаючими моментами. В тих перерізах, де моменти менші, частину арматури, з метою її економії, можна обірвати. Арматурні стержні обриваються попарно.

Визначимо несучу здатність перерізу, армованого стержнями верхнього ряду, на опорі 3, 4Æ28 А-ІІ,  = 24,63 см2. Робоча висота

h01 = hb – tb – d – u/2 = 45 – 3 – 2,8 – 3/2 = 37,7 cм.

 за табл. 7.17 [5] η = 0,701.

Несуча здатність перерізу, армованого 2Æ 28 А-ІІ, .

h02 = hb – tb – d/2 = 45 – 3 – 2,8/2 = 40,6 cм.

В прольотах переріз балки армовано 2Æ18 + 2Æ16 А-ІІ,, h01 = 38,7 см; x1 = 0,215; h1 = 0,892; М1 = 96,86 кН·м.

Несуча здатність перерізу, армованого 2Æ 18 А-ІІ,  = 5,09 см2:

h02 = 41,1 см; x2 = 0,113; h2 = 0,943; М2 = 60,76 кН·м.

Відкладаючи в масштабі величини знайдених моментів, знаходимо точки теоретичного обриву стержнів і будуємо епюру матеріалів (рис. 3.4). Надійна робота обірваних стержнів буде забезпечена, якщо вони будуть заведені за місце теоретичного обриву на довжину анкеровки

де

Крок поперечних стержнів s=150 мм і величина поперечної сили Q1=53 кН в місці теоретичного обриву стержнів взяті з рис. 3.4. Так як , то приймаємо . Таким чином знаходимо величини зон анкеровки і для останніх стержнів.

4. Розрахунок рами акведука

4.1 Статичний розрахунок рами

Рама акведука являє собою три рази статично невизначену систему, так як ригель з колонами і колони з фундаментами з’єднані жорстко. Рама навантажена зосередженими силами F1 і F2 у місцях обпирання другорядних балок і рівномірно розподіленим навантаженням по всій довжині ригеля qmb від власної ваги, а також горизонтальною зосередженою силою W від вітру, прикладеною по осі ригеля (рис. 4.1, а).

Величини зосереджених сил :

F1=0,5 · qb · lb + g (ρb · hs · γf b + ρsc · hsc · γfc) · (hw + 0,2) · lb =

= 0,5·58,47 ·6,0+10 ·(2,5 · 0,17 · 1,05 + 1,8 · 0,02 · 1,2) · (1,7 + 0,2)·6,0=231,21 кН;

F2 = qb · lb = 58,47 · 6,0 = 350,82 кН.

Рівномірно розподілене навантаження від власної ваги ригеля

qmb = g ·ρb · bmb ·(hmb – hs) · γf b = 10 · 2,5 · 0,2 · (0,5 – 0,17) · 1,05 = 1,47кН/м.

Зосереджене зусилля від тиску вітру

W =с ·W0 · γf · lb ·(hw + hb)=1,4 · 0,24 · 1,4 · 6,0 · (1,7 + 0,45) = 2,96 кН,

де γf = 1,4 – коефіцієнт надійності за навантаженням для вітру,

с - сумарний аеродинамічний коефіцієнт.

За формулами додатку 9 [2] знаходимо розрахункові зусилля у перерізах рами від дії зовнішніх навантажень.

Коефіцієнт k обчислюємо за формулою

,

де момент інерції стояка

;

момент інерції ригеля в монолітному залізобетоні

,

приймаємо μ = 2 (для монолітного акведука).

Зусилля за першою схемою завантаження (рис. 4.1, б)

;

;

;

;

Зусилля за другою схемою завантаження (рис. 4.1, в)

 кН;

 кН;

 кН·м;

 кН·м;

кН·м.

За третьою схемою завантаження (рис. 4.1, г)

 кН;

 кНм;

кН·м;

Складуючи значення зусиль у відповідному перерізі за трьома схемами завантаження і враховуючи сили F1 = 231,21 кН, отримаємо для вихідної розрахункової схеми рами такі зусилля:

VA = 408,62 кН;          VD = 412,26 кН;                    MВ = 102,36 кН·м;

HA = 21,8 кН;              HD = 24,76 кН;            МС = 111,84 кН·м;

Страницы: 1, 2, 3, 4, 5, 6