144699 (620695), страница 2

Просмтор этого файла доступен только зарегистрированным пользователям. Но у нас супер быстрая регистрация: достаточно только электронной почты!

Текст из файла (страница 2)

Розрахункові прольоти і консолі балки

lefb = lb – lmb = 6,2 – 0,2 = 6,0 м; lscb = ls – 0,5bmb = 2,5 – 0,5 · 0,2 =2,4 м.

Рис. 3.1. Розрахункова схема другорядної балки

Повне навантаження qb на 1 м довжини середньої другорядної балки обчислюємо за формулою

qb = ls · q + g · ρb· bb · h1 · γfb,

де q – повне навантаження на дно лотока;

bb – ширина другорядної балки;

ls – відстань між осями другорядних балок;

h1 – висота балки, яку для акведука із монолітного залізобетону приймають

h1 = hb – hs = 35 –17 = 18 см,

qb = 2,6 · 22,16 + 10 · 2,5 · 0,18 · 0,18 · 1,05 = 58,47 кН/м.

3.2 Визначення зусиль у перерізах другорядної балки

Значення згинаючих моментів та поперечних сил в балках визначаємо з використанням табличних коефіцієнтів, які наведені в додатках 1 і 2 [2].

Користуючись наведеними табличними коефіцієнтами, необхідно дію навантажень на консолі замінити відповідними консольними моментами, рівними

Mc = 0,5 · qb · lscb 2.

Опорні моменти у перерізах другорядної балки визначаємо від дії консольного моменту і рівномірно розподіленого навантаження.

Опорні моменти за першою схемою завантаження (рис. 3.2, б):

М11 = М61 = 0,5 · qb ·k1· lscb2 = 0,5 · 58,47 · (– 1) · 2,42 = -168,39 кН·м;

М21= М51 = 0,5 ·qb ·k2 ·lscb2 = 0,5 · 58,47 · 0,263 · 2,42 = 44,29 кН·м;

М31= М41 = 0,5 ·qb ·k3 ·lscb2 = 0,5 · 58,47 · (-0,051) · 2,42 = - 8,59 кН·м.

Моменти за другою схемою завантаження (рис. 3.2, г):

М12 = М62 = 0;

М22 = М52 = α2 · qb · lefb2 = (-0,105) · 58,47 · 6,02 = -221,02 кН·м;

М32 = М42 = α3 · qb · lefb2 = (-0,08) · 58,47 · 6,02 = -168,39 кН·м.

Опорні моменти за повного навантаження отримуємо шляхом алгебраїчного сумування опорних моментів за двома схемами.

Для визначення прольотних моментів розглядаємо рівновагу однопролітних балочок, завантажених прольотним навантаженням і опорними моментами.

П ерший проліт

кН.

Відстань від лівої опори до нульової точки епюри поперечних сил

Максимальний пролітний момент

Для більш точної побудови епюри обчислюємо значення моментів через 0,2l від внутрішньої грані лівого ригеля

х01 =0,2·lef,b=0,2 6,0=1,2 м; M01=174,02 1,2-58,47 1,22/2-168,39=-1,66кHм;

x02 =0,4·lef,b=0,4· 6,0=2,4 м; M02=174,02 2,4-58,47 2,42/2-168,39= 80,86кHм;

x03 =0,6·lef,b=0,6· 6,0=3,6 м; M03=174,02 3,6-58,47 3,62/2-168,39= 79,20кHм;

x04 =0,8·lef,b=0,8· 6,0=4,8 м; M04=174,02 4,8-58,47 4,82/2-168,39= -6,67кHм.

Другий проліт (обчислення аналогічні)

= 175,37 кН; R3 = 175,45 кН; x2 = 2,999 м; M2-3 = 86,26 кН·м;

х01 =0,2·lef,b=0,2 6,0=1,2 м; M01= -8,39кHм;

x02 =0,4·lef,b=0,4· 6,0=2,4 м; M02= 75,76кHм;

x03 =0,6·lef,b=0,6· 6,0=3,6 м; M03= 75,71кHм;

x04 =0,8·lef,b=0,8· 6,0=4,8 м; M04= -8,54кHм.

Третій проліт (обчислення аналогічні)

= R4 = 175,41 кН; x2 = 3,0 м; M2-3 = 86,14 кН·м;

х01 =0,2·lef,b=0,2 6,0=1,2 м; M01= -8,59кHм;

x02 =0,4·lef,b=0,4· 6,0=2,4 м; M02= 75,61кHм;

x03 =0,6·lef,b=0,6· 6,0=3,6 м; M03= 75,61кHм;

x04 =0,8·lef,b=0,8· 6,0=4,8 м; M04= -8,59кHм.

3.3 Розрахунок міцності нормальних перерізів другорядної балки

Визначаємо мінімально допустиму висоту другорядної балки за найбільшим згинаючим моментом (опорним). Значення граничної відносної висоти стиснутої зони ξR = 0,6 визначили за додатком 8 [2]. Йому відповідає значення αR = 0,42. Тоді

.

Повна мінімальна висота перерізу балки

hbmin = h0min + tb + 0,5 · d = 37,94 + 3 + 0,5 · 2 = 41,94 см.

Р ис 3.2. Розрахункова схема і епюри зусиль другорядної балки

Приймаємо розміри перерізу балки 45х18 см.

Розміри поперечного перерізу балки повинні задовільняти умову, що забезпечує необхідну міцність стиснутої зони бетону в похилих перерізах

кН.

Отже умова виконується, міцність забезпечена.

Робоча висота опорних перерізів визначається з урахуванням розміщення робочої арматури другорядної балки в два ряди по висоті перерізу

h0 = hb – tb – d – = 45 – 3 – 2 –

= 38,5 см.

Матеріали для другорядної балки:

бетон класу В30 – Rb = 17,0 МПа; Rbt =1,20 МПа; Eb = 3,5 · 104 МПа (табл. 7.3 і 7.5 [5]);

р обоча арматура класу А-ІІ – Rs= 280 МПа; Es=2,1·105 МПа (табл. 7.8 і 7.11 [5]).

Рис. 3.3. Розрахункові перерізи балки:

а) на опорі; б) в прольоті.

Виконуємо розрахунок опорних перерізів.

Опора 1, М1 = 168,39 кН·м = 16839 кН·см.

α0 =0,388 < αR = 0,42.

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

Потрібна площа перерізу арматури

.

Приймаємо 228 + 225 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 428 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 bfh0=22438,5см.

Перший проліт

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

Потрібна площа арматури

.

Приймаємо 218 + 216 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 218 + 216 А-ІІ, As = 9,11 см2.

3.4 Розрахунок міцності похилих перерізів другорядної балки

Поперечну арматуру приймаємо 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

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, 428 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 2 28 А-ІІ, .

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

В прольотах переріз балки армовано 218 + 216 А-ІІ, , h01 = 38,7 см; 1 = 0,215; 1 = 0,892; М1 = 96,86 кН·м.

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

h02 = 41,1 см; 2 = 0,113; 2 = 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

,

Характеристики

Список файлов курсовой работы