Розрахунок монолітного залізобетонного акведука (стр. 3 из 5)
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 висотаh01 = 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;
MA = 48,09 кН·м; MD = 59,03 кН·м; Msn = 349,67 кН·м.
 |
4.2 Розрахунок ригеля рами
4.2.1 Розрахунок міцності нормальних перерізів ригеля
Матеріали ригеля такі ж, як і другорядної балки. Мінімальна робоча висота перерізу
= 
= 50,6см,де ξR = 0,6 – значення граничної відносної висоти стиснутої зони, визначене за табл. додатку 8 [2]. Йому відповідає αR = 0,42.
.Прийняті раніше розміри перерізу балки недостатні. Приймаємо розміри
hmb ´ bmb = 60 ´ 20 см2
Розрахункову висоту перерізу визначаємо з умови розміщення робочої арматури у два ряди по висоті перерізу
ho = hmb – tb – d – u / 2 =60 –3 – 2 – 3/2 = 53,5 см.
Потрібну площу перерізу арматури на опорах за моменту Мс = 111,84 кН·м визначаємо у такій послідовності:
за α0 = 0,120 знаходимо η = 0,935 (табл. 7.17 [5]).
Приймаємо 4 Æ 18 А-ІІ, As = 10,18 см2.
Обчислюємо площу перерізу арматури у прольоті. Msn=207,78 кН·м. Розрахунковий переріз ригеля у прольоті буде залежати від випадку розташування нейтральної лінії. Визначимо ширину полиці ригеля, що вводиться у розрахунок,
= bmb + 2bef = 20 + 2 · 100 = 220 см,де ширина звисання bef, яку приймаємо у розрахунках із умов:
bef
0,5 · lef = 0,5 · 242 = 121,0 см;bef
1/6 · lb = 1/6 · 600 = 100,0 см.Приймаємо для розрахунку
= 220 см.Визначаємо випадок розташування нейтральної лінії
Нейтральна вісь проходить у поличці.
Розрахунковий переріз ригеля буде прямокутний з розмірами
´ h0 = 220 ´ 53,5 cм. Тоді