1.Области применения монолитного и оборного бетона и железобетона

2.Основные физико-механические свойства бетона

3.Основные деформативно-прочностные свойства бетона. Классы и марки бетона

4.Основные физико-механические свойства еталической арматуры

5 Основные деформативно-прочностные свойства армматуры, классы и марки

6.Судность и преимущества предварительно напряженных железобетоных конструкций

7.Две группы предельных состояний для расчета жедезобетонных конструкций

8.№8 Нормативные и расчётные нагрузки и сопротивления материалов, коэффициенты надёжности и условий работы ЖБ конструкций

9.Расчёт прочности по нормальным сечениям изгибаемых и внецентренно сжатых элементов.

10. Элементы плоских монолитных междуэтажных перекрытий многоэтажных зданий

11. Элементы плоских сборных железобетонных перекрытий многоэтажных зданий.

12. Монолитные ребристые железобетонныеперекрытия с плитами, опертыми по контуру

13. Сборные Безбалочные перекрытия из жб

14. Монолитные Безбалочные перекрытия из жб

15. В Сборно-монолитные безбалочные перекрытия

16. Виды монолитных и сборных жб фундаментов. Классификация фундаментов

17. Основные элементы каркаса одноэт пром зд

18. Обеспечение жесткости и устойчивости здания

19. Основные виды покрытий одноэт пром зд.. Железобетонные плиты покрытий

20. Железобетонные стропильные балки, фермы и плиты

21. Основные жб конструкции многэт зд Конструктивные схемы многоэтажных зданий

23. основные виды каркасно-панельных и бескаркасных крупнопанельных ж/б зданий.

24.основные сведения и виды тонкостенных пространственных ж/б покрытий

25.ж/б длинные цилиндрические оболочки

26. ж\б складки

27. ж\б купола

28.ж\б оболочки на прямоугольном плане

29 Ж\б арки

30. основные типы расчета многоэтажных зданий с ж\б каркасом, диафрагмами и ядрами жесткости на горизонтальной нагрузке

№31. области применения металлических конструкций

32. достоинства и недостатки металлических конструкций

33. основные физико-механические и деформационно-прочностные характеристики материала для металлических конструкций

34.Классы и марки металлич материалов, сортамент.

35Металлические фермы.

45.Двухпоясные металлические висячие покрытия.

№1 Область применения сборного и монолитного бетона и ЖБ.

Железобетонные конструкции широко используют в капитальном строительстве при воздействии температур не выше 50 °С и не ниже 70 °С. В каждой отрасли промышленности и жилищно-гражданском строительстве имеются экономичные формы конструкций из сборного, монолитного или сборно-монолитного железобетона.о многих случаях конструкции из железобетона (особенно предва­рительно напряженного) целесообразнее каменных или стальных. Их применяют в атомных реакторах, мощных прессовых устройствах, мор­ских сооружениях, мостах, аэродромах, дорогах, фабрично-заводских, складских и общественных зданиях и сооружениях; тонкостенных про­странственных конструкциях, силосах, бункерах и резервуарах; напор­ных трубопроводах; фундаментах под прокатные станы и машины с ди­намическими нагрузками, башнях, высоких дымовых трубах, сваях, кес­сонных основаниях, подпорных стенах и многих других массивных со­оружениях. Большое применение железобетон находит при устройстве набереж­ных, тепло- и гидроэлектрических станций, плотин, шлюзов, доков и дру­гих гидротехнических сооружений. Железобетон является незаменимым строительным материалом в санитарно-техническом и подземном строи­тельстве. Он в значительной степени вытеснил древесину и металл при горных разработках. На изготовление железобетонных линейных конструкций расходуется в 2...3 раза, а на изготовление плит, настилов, труб в 10 раз меньше ме­талла, чем на стальные конструкции. Железобетонные конструкции, особенно предварительно напряжен­ные, получили массовое использование в строительстве и имеют широ­кую перспективу для дальнейшего развития.

Сборный бетон и ЖБ получил наибольшее распространение в жилищно-гражданском строительстве при возведении пол­носборных каркасных и бескаркасных многоэтажных зданий и зданий из объемных элементов.

Подкаркасными понимают здания, основной несущей конст­рукцией которых является железобетонный каркас, состоящий из колонн и ригелей или из одних колонн (при безригельной схеме). Они целесообразны при высоте зданий не менее 10 этажей и широком применении легких тепло- и звукоизоля­ционных материалов в ограждающих конструкциях (панели наружных и внутренних стен), панелях перегородок, перекрытиях.

Под бескаркасными понимают здания в которых полностью отсутствуют колонны, ригели и обвязки. Состоят они из крупных элемен­тов (чаще всего размером на комнату) — панелей стен, перегородок и плит перекрытий. Бескаркасные крупнопанельные здания строят в основ­ном с несущими поперечными стенами с шагом до 6 м и более. В таких зданиях полностью используют несущую способность поперечных стен. Панели наружных стен выполняют только теплозащитные функции, поэтому их изготовляют из легкого местного материала.

Под зданиями из объемных элементов понимают здания, монтируе­мые из крупных объемных блоков. Их конструктивная схема в большинстве случаев является бескаркасной. Эти здания в большей степени отвечают требованиям индустриа­лизации и позволяют почти полностью перевести строительство зданий на заводской конвейер, включая весь комплекс санитарно-технических, электромонтажных и отделочных работ. На строительной площадке вы­полняют лишь монтаж готовых квартир.

Многоэтажные производственные каркасные здания с балочными пе­рекрытиями получили широкое распространение в химической, радиотехнической и других отраслях промышленности. По этой схеме строят также многие общественные здания.

Так, область рационального применения сборных железобетонных конструкций — мас­совое строительство жилых, общест­венных и промышленных зданий, где основной тенденцией является повы­шение индустриальности строительст­ва, заводское производство изделий и их поточный монтаж на строительной площадке.

Вместе с тем имеется широкая об­ласть гражданского и промышленного строительства, где рационально приме­нение монолитного железобетона. Это — цельномонолитные граждан­ские и производственные здания, кото­рые по своему назначению, градострои­тельному акцентному положению не могут быть выполнены из стандартных сборных железобетонных конструкций; устройство «столов» над первыми эта­жами панельных зданий, располагае­мых на магистралях города, которые позволят получить современные реше­ния магазинов и других крупных пред­приятий обслуживания населения; сборно-монолитные конструкции многоэтажных зданий — каркасных или панельных с монолитными ядрами же­сткости; монолитные плоские безбалочные перекрытия под тяжелые на­грузки, необходимые, например, длябъектов продовольственной программы — холодильников, овоще-, фруктохранилищ, мясокомбинатов и т. д.; отдельные нестандартные элементы общественных и производственных зданий — опорные конструкции, пор­талы, перекрытия,

амфитеатры и бал­коны и др.; большепролетные конст­рукции; элементы реконструкции су­ществующих зданий—жилых, общест­венных и производственных.

Новой областью является примене­ние рельефного монолитного бетона, в решении фасадов и интерьеров зданий так называемого «архбетона», предус­матривающего использование различ­ных сменяемых матриц, изготовляе­мых, как правило, из синтетических материалов и закладываемого в опа­лубку перед бетонированием.

Большие возможности в развитии монолитного строительства связаны с расширением применения так называе­мого самонапрягающегося бетона на цементах НЦ. Этот бетон благодаря высокой плотности и соответственно водонепроницаемости позволяет эф­фективно решать конструкции таких элементов зданий и сооружений, где необходима водозащита, например подземные сооружения, в том числе подвалы зданий, покрытия стилобатов, кровельные покрытия, трибуны откры­тых спортивных сооружений, мосто­вые сооружения, бассейны, градирни, резервуары и т. п. Практика примене­ния самонапрягающегося бетона показала его надежные гидроизоляционные качества при возведении ванн бассей­нов, покрытий стилобатов вконструк­циях трибун стадионов и других соо­ружений, где его применение позволя­ло отказаться от устройства традици­онной оклеенной гидроизоляции и по­лучить надежную долговечную гидро­изоляционную защиту.

№2 Основные физико-механические св-ва бетона

Под бетоном понимают комплексный строитель­ный материал, в котором крупные и мелкие каменные заполнители, со­единенные вяжущим (цемент, жидкое стекло, полимерцемент), сопротив­ляются нагрузкам как одно монолитное тело.

Бетоны классифицируют по следующим признакам: основному назначению — конструкционные, специаль­ные; по виду вяжущего — цементные, силикатные, шла­ковые и т.д.; по виду заполнителей — плотные, пористые, на специальных заполнителях; по структуре — плотные, поризованные, ячеистые, крупнопористые.

Для удобства введены сокращенные наименования основных видов бетонов: тяжелый бетон — плотной структуры, на цементном вяжущем и плотных крупных и мелких заполнителях; легкий бетон — на цементном вя­жущем, пористом крупном и пористом или плотном мел­ком заполнителе. В качестве плотных заполнителей для тяжелого бетона применяют щебень из дробленых гор­ных пород и природный кварцевый песок. Пористые за­полнители могут быть естественные — пемза, ракушеч­ник и т. п. или искусственные — керамзит, шлак и т. п. Оба указанных вида бетона используют для несущих конструкций зданий и сооружений.

Существуют также специальные виды бетонов: жаро­стойкие — предназначенные для использования в конст­рукциях, эксплуатирующихся при t>200 °С; химически стойкие — используемые в условиях агрессивных сред; напрягающие (на основе напрягающего цемента) — предназначенные для создания предварительного напря­жения в конструкциях; радиационно-защитные большой массы — применяемые для биологической защиты от из­лучений и т. п. В последние годы распространение полу­чают бетонополимеры, представляющие собой обычные бетоны, пропитанные полимерами или мономерами с их последующим отверждением, и полимербетоны, в кото­рых в качестве вяжущего используют полимеры. Эти бе­тоны обладают повышенной прочностью, особенно на растяжение, и высокой химической стойкостью, однако имеют пока относительно высокую стоимость, низкий модуль деформаций (у полимербетонов) и не­применимы в сооружениях с повышенной темпера­турой.

Для дорожных и аэродромных покрытий, полов пром-зданий и т. п. находят применение бетоны, дисперсно ар­мированные волокнами (стальными, синтетическими и др.). Этот вид бетона, называемый фибробетоном, обладает повышенной растяжимостью и сопротивляемо­стью ударным воздействиям.

К физическим свойствам бетона относят водонепроницаемость, морозо- и жаростойкость, коррозионную стойкость, огнестойкость, Тепло- и звукопроводность, кислотостойкость и др.

Физико-механические свойства бетона зависят от способа его изго­товления и материалов: вяжущего, крупного и мелкого заполнителя и воды,. Они определяются структурой бетона и условиями его твердения.

Морозостойкость — способность материала в увлажненном состоя­нии сопротивляться разрушающему воздействию попеременного замора­живания и оттаивания. Бетон является морозостойким, если он выдержи­вает 50...500 и более циклов попеременного замораживания и оттаивания. Решающее влияние на морозостойкость бетона оказывают водоцементное отношение и структура.

Водонепроницаемость — способность материала не пропускать воду. Тяжелый бетон и бетон на пористых заполнителях фильтруют воду. Это обусловлено тем, что при водоцементном отношении В/Ц> 0,2 сво­бодная вода, не связанная химически с цементом, при испарении образу­ет в бетоне поры. Значение коэффициента фильтрации возрастает с уве­личением градиента напора. Поэтому в напорных сооружениях применя­ют плотные бетоны с ограниченным коэффициентом фильтраций. Плот­ность бетона повышают посредством разнообразных добавок. Водопроницаемость железобетона существенно может увеличиться в результа­те дефектов его структуры под горизонтально расположенными стержня­ми, образуя там сквозные каналы.

Огнестойкость — способность материала сохранять прочность при пожаре (1000...1100 °С). Бетон является более огнестойким материалом, чем сталь, так как при температурах пожара он практически сохраняет свои прочностные и деформативные свойства. Конструкции из стали об­рушиваются уже при температуре 600...700 °С. Повышение огнестойко­сти железобетонных конструкций достигается увеличением защитного слоя бетона до 3...4 см.

Жаростойкость — способность бетона сохранять прочность при длительном воздействии высоких температур (выше 200 °С). Длительное воздействие высоких температур разрушает обычный тяжелый бетон и бетон на пористых заполнителях вследствие обезвоживания цементного камня, деформаций цементного камня и заполнителей. Поэтому нормы запрещают применять обычный бетон при длительном воздействии тем­ператур свыше 50 °С. В целях увеличения жаростойкости бетона приме­няют специальные заполнители: базальт, диабаз, хромит, шамот, домен­ные шлаки и вяжущее: глиноземистый цемент, портландцемент с добав­ками, жидкое стекло. В охлажденном состоянии сцепление бетона с арма­турой периодического профиля сохраняется. Жаростойкий бетон применяют для фундаментов доменных печей и разнообразных тепловых агрегатов, туннельных печей.

Коррозионная стойкость — способность материала не вступать в химическую реакцию с окружающей средой. Эксплуатационные условиябольшинства зданий и сооружений являются нормальными для бетона, поэтому в нем не происходит никаких коррозионных процессов. В агрес­сивных средах (жидких или газообразных) коррозионная стойкость бето­нов снижается.

№3 Основные деформативно-прочностные св-ва бетона. Классы и марки.

Под прочностными свойствами бетона принято понимать норматив­ные и расчетные характеристики бетона при сжатии и растяжении, сцеп­ление бетона с арматурой.

Под деформативными свойствами бетона понимают сжимаемость и растяжимость бетона под нагрузкой, ползучесть и усадку, набухание и температурные деформации.

Прочность бетона. Прочность бетона зависит от ря­да факторов, основными из которых являются: время и условия твердения, вид напряженного состояния, фор­ма и размеры образцов, длительность нагружения.Прочность бетона нарастает с течением времени. Наиболее интенсивный ее рост происходит в начальный период твердения (28 сут. для портландцемента). В даль­нейшем нарастание прочности замедляется, но при поло­жительной температуре и влажной среде продолжается еще годы.Твердение бетона существенно ускоряется при повышении температуры и влажности среды. С этой целью ЖБ изделия подвергаются тепловлажностной или автоклавной обработке.Бетон имеет различную прочность при разных силовых воздействиях.

Кубиковая прочность R.—временное сопротивление сжатию бетонных кубов. При осевом сжатии кубы (как и другие сжатые образцы) разрушаются вследствие разрыва бетона в поперечном направлении. Вследствие влияния сил трения прочность кубов зависит от их размеров. Чем меньше размер куба, тем больше его прочность. Поскольку реальные конструкции по форме отличаются от кубов, кубиковая прочность непосредственно в расчетах не используется,а служит только для контроля качества бетона.

Призменная прочность — временное сопротивление осевому сжатию бетонных призм Опыты показывают, что с увеличением высоты призмы влияние трения на прочность образца уменьшается. При h/a>4 оно практически исчезает, а прочность становится посто­янной и равной 0,75 R(рис. 1.2,в). Значение R_b при­меняют в расчетах прочности сжатых и изгибаемых эле­ментов. Призменная прочность :R_b= φ_bR

где φ_b — экспериментальный коэффициент, φ_b = 0,77— —0,001R> 0,721.

а)хар-ер разрушения бетонных кубов

б) схема испытания призмы

1-обкладка преса;2-стандартный образец для испытаний.

Прочность при растяжении R_btзависит от прочно­сти цементного камня и сцепления его с заполнителем. При осевом растяжении прочность бетона в 10...20 раз меньше прочности на сжатие. При этом с увеличением кубиковой прочности относительная прочность бетона при растяжении уменьшается. Прочность при растяже­нии: R_bt=5R(45+R)

Опытным путем R_btопределяют испытаниями на раз­рыв образцов в виде восьмерок, на раскалывание образ­цов в виде цилиндров или на изгиб бетонных балок.

Прочность при местном сжатии R_b,locимеет место, когда нагрузка действует не на всю площадь элемента, а на ее часть. В этом случае загруженная часть площади обладает большей прочностью, чем R_b, ввиду того, что в работе участвует также бетон, окружающий площад­ку смятия и создающий эффект обоймы. Прочность при местном сжатии: R_b,loc=φ_bR_b ,где

φ_b= ,где

A_loc1 — площадь смятия;A_loc2—расчетная площадь, включающая площадку смятия и дополнительный уча­сток

Прочность на срез. В реальных конструкциях срез в чистом виде обычно не встречается; ему сопутствуют продольные усилия. Значение временного сопротивления срезу R_b,shв нормах не приводится, однако при необхо­димости может быть определено по эмпирической фор­муле:

R_b,sh=0,7 Прочность при повторных нагрузках(несколько миллионов циклов) под влиянием структурных изменений снижается. Это обстоятельство нужно учитывать при расчете шпал, подкрановых балок, мостов. Предел вынос­ливости (временное сопротивление при многократно по­вторных нагрузках) должен быть больше напряжения, при котором в бетоне об­разуются структурные микротрещины R_b,crc

Прочность при длительных и быстрых нагружениях. При испытании бетонных образцов в лабораторных условиях нагружение осуществляют достаточно быстро [V=20...30 Н/(см²-с)]. Реальные конструкции находят­ся под действием нагрузки десятки лет. В этом случае в бетоне развиваются структурные изменения и неупру­гие деформации, приводящие к снижению его прочности. Предел длительного сопротивления бетона естественного твердения осевому сжатию принимается 0,9 R_b. При нагрузках малой продолжительности (порыв ветра, удар взрыв) бетон разрушается при больших напряжения (1,1...1,2)R_b

Деформативность бетона, Деформации могут быть силовые, развивающиеся под действием внешних сил, и температурно-влажностные, развивающиеся, в результате взаимодействия бетона с внешней средой.

Деформации бетона под нагрузкой. Различают силовые деформации при однократном кратковременном, длительном, а также многократно-повторном нагружениях.

1.Деформации при однократном кратковременном нагружении. Наибольшее практическое значение имеют деформации при осевом сжатии. Если бетонную призму нагружать по этапам, замеряя деформации дважды: сразу после приложения нагрузки и через некоторое время; после выдержки под нагрузкой, то на диаграмме "σ-ε"получают ступенчатую линию. Полные деформации будут складываться из упругих ε _е, возникаю­щих непосредственно после приложения нагрузки, и пла­стических ε_pl, развивающихся во времени. Из диаграммы видно, что при небольших напряжениях (σ_b< 0,2R_b) бе­тон можно рассматривать как упругий материал (уча­сток 0—1). При 0,2R_b< σ_b<0,5R_b, возникают неупругие деформации, вызванные уплотнением геля (участок 1-2). После образования микротрещин R_b,crcрост пласти­ческих деформаций становится более интенсивным (уча­сток 2—3). При дальнейшем увеличении нагрузки микротрещины объединяются и образец разрушается — точ­ка 4 соответствует предельному сопротивлению образца R_bи деформациям ε _b,c,u.Если по мере падения сопротивления бетона удается в той же мере снижать нагрузку, то может быть получен нисходящий участок диаграммы (4—5). Знать, как работает бетон на этом участке, важ­но для ряда конструкций и видов нагружения.

При разгрузке с некоторого уровня напряжений, соответствующего восходящей ветви, до нуля в образце бу­дут иметь место остаточные деформации, которые со временем несколько уменьшаются (примерно на 10%). Это явление называется упругим последействием ε_ер. Харак­тер диаграммы «σ-ε» бетона при растяжении аналоги­чен рассмотренному.

Связь между напряжениями и деформациями при небольших напряжениях (σ_b< 0,2R_b) устанавливается законом Гука ε _b = σ_b /Е_ь,где Е_ь =tga₀— начальный модуль упругости. Модуль упругости зависит от марки бетона. При σ_b>0,2R_b зависимость "σ-ε" нелинейная, модуль в каждойточке диаграммы — переменный,и определение полных деформаций является затруднительным.

Для практических расчетов было предложено выражать.напряжения через полные деформации бетона спомощью упругопластического модуля деформаций Е_b,_р1=tga_1.Выразив одно и то же напряжение в бетоне через упругие и полные деформации, получают Е_b,_р1=ν Е_b где

ν = ε _е/ ε _b — коэффициент, характеризующий упругопластическое состояние сжатого бетона; он изменяется от 1(при упругой работе) до 0,45 при кратковременном нагружении; при длительном действии нагрузки ν = 0,1....0,15

При растяжении Е_b,_р1=ν_t Е_b где

ν_t =0,5 - коэффициент, характеризующий упругопластическое состояние бетона при растяжении,

Модуль сдвига бетона: _b=0,4 Е_b

2.Деформации при длительном действии нагрузки. Придлительном действии нагрузки неупругие деформации бетона с течением времени увеличиваются. Наибольшая| интенсивность нарастания неупругих деформаций наблюдается в первые 3...4 мес.

Ползучестью называют свойство бетона увеличивать неупругие деформации при длительном действии постоянной нагрузки. Различают ползучесть линейную и нелинейную. Линейная ползучесть имеет место при σ_b<0,5R_b Увеличение деформаций ползуче­сти примерно пропорционально увеличению напряжений. При σ_b<0,5R_b в бетоне возникают микротрещины, ли­нейная зависимость нарушается, наступает нели­нейная ползучесть.

Ползучесть бетона затухает во времени, так как вследствие перераспределения усилий напряжения в ге­ле снижаются, а упругость кристаллического сростка возрастает.

Опыты показывают, что независимо от того, с какой скоростью Vдостигнуто напряжение σ_b, конечные деформации ползучести, соответствующие этому напряжению, будут одинаковыми Деформации ползучести увеличиваются с уменьшени­ем влажности среды, увеличением В/Ц и количества це­мента. Бетон, нагруженный в более раннем возрасте, об­ладает большей ползучестью. С повышением прочности бетона и прочности заполнителя ползучесть уменьшает­ся. У малых образцов при прочих равных условиях пол­зучесть проявляется сильнее, чем у больших.

Для количественного определения деформаций ползу­чести при сжатии обычно вводят понятия меры и харак­теристики ползучести.

Мера ползучести С_t представляет собой деформацию ползучести в момент времени t , со­ответствующую приращению напряжения 0,1 МПа. При напряжениях в бетоне σ_b ε_pt(t)= σ_b С_t

Характеристика ползучести φ_tравна отношению деформаций ползучести в момент времени tк мгновенной деформации φ_t= ε_pt(t)/ ε_e

Значения φ для обычных тяжёлых бетонов изменяются в пределах 1...4.

Предельные деформации бетона, т.е. деформации перед разрушением, зависят от многих причин и изменяются в значительных пределах. Для расчетов принима­ют: при осевом кратковременном сжатии ε _bcu= 2*10^-3, длительном ε _bcu = 2,5*10^-3, при изгибе и внецентренном сжатии ε _bcu = 3,5*10 ^-3, при центральном растяжении ε _bcu = 1,5*10 ^-4.

3. Деформации при многократно-повторных нагружениях. Многократно-повторные нагружения и разгрузки бетонных образцов приводят к накапливанию неупругих деформаций. После достаточно большого количества циклов пластические деформации достигают предельного значения и бетон начинает работать упруго. Такой ха­рактер работы имеет место, когда напряжения в бетоне не превышают предела выносливости. При больших мно­гократных напряжениях неупругие деформации возрас­тают, вызывая разрушение образца.

Температурно-влажносгные деформации бетона:

1. Деформации бетона от действия температуры. Твердение бетона сопровождается выделением теплоты, и при последующем неравномерном остывании появля­ются значительные температурные деформации. Темпе­ратурные деформации возникают также в конструкциях, Подверженных атмосферным воздействиям или измене­ниям технологических температур. Особое значение име­ют температурные воздействия на бетон массивных конструкций (например, гидротехнических) и статически не­определимых систем большой протяженности, вызывая дополнительные усилия в элементах. Оп­ределение температурных деформаций бетона произво­дят по формулам сопротивления материалов, принимая средний коэффициент линейной температурной деформа­ции при — 50°С<t<+50°С равным 1 *10^-5 град^-1.

2. Влажностные деформации бетона. Бетон, твердея и различных средах, изменяет свой объем.

Свойство бетона уменьшаться в объеме при тверде­нии в сухой среде называют усадкой, при твердении во влажной среде бетон увеличивается в объеме — происхо­дит набухание. Различают усадку обратимую — связан­ную с испарением свободной воды в цементном камне и необратимую, происходя­щую в результате потери химически связанной влаги на гидратацию цемента и, как следствие, уменьшения объ­ема геля.

Усадка тем больше, чем больше содержание в бе­тоне цемента, воды и чем ниже влажность окружающей среды. При твердении в воде увеличивается количество свободной воды в цементном камне, что вызывает явле­ние, обратное усадке, — набухание.

Усадка повышает сцепление бетона с арматурой, вызывая ее обжатие, что является положительным факто­ром. Однако неравномерная усадка разных слоев бетона (у поверхности — в большей степени, во внутренних сло­ях — в меньшей) приводит к наличию «собственных» на­пряжений (внутренние слои препятствуют свободной усадке поверхностных слоев, в результате чего в послед­них возникает растяжение) и возникновение усадочных трещин, что нежелательно. Особенно существенно влия­ние усадки в массивных конструкциях.

Снижение усадки достигается подбором состава бето­на (уменьшением объема пор), увлажнением поверхно­сти в период вызревания бетона (особенно в первые дни)

Классы и марки бетона. При проектировании бетонных и железобетонных конструкций в зависимости от их назначения и условий эксплуатации нормами уста­навливаются показатели качества бетона: классы бетона по прочности на сжатие, растяжение и марки по морозо­стойкости, водонепроницаемости ,плотности и самонапряжению. Классами по какому-либо признаку называют среднестатистическое значение основных контрольных характеристик бетона, задаваемых при проектировании. Класс бетона по прочности на сжатие(МПА):( для тяжелых бетонов): В3,5; В5; В7,5; В10; В12.5; В15; В20; В25;| ВЗО; В35; В40; В45; В55; В60

—основная характеристика, устанавливаемая в результате испытаний кубов с ребром 15 см после выдержки в течение 28 сут в нормаль­ных условиях (t= (20±2) °С, W=60 %).

Класс бетона по прочности на растяжение (В_t0,8; В_t1,2; В_t 1,6; В_t 12; В_t 2,4; В_t 2,8; В_t 3,2) устанавливают для конструкций, работающих преимущественно на растяже­ние (резервуары, водонапорные трубы).

Проектные марки по морозостойкости (F25...F500)устанавливают для конструкций, подвергающихся многократному замораживанию и оттаиванию (градирни, гидротехнические сооружения). Эта марка характеризуется количеством циклов замораживания и оттаивания, которые выдерживает бетон в насыщенном водой состоянии при снижении прочности не более чем на 15 %.

Марки по водонепроницаемости (W2.....W22) назначают для конструкций, к которым предъявляются требо­вания непроницаемости, они характеризуют давление воды (в кгс/см²), при котором еще не наблюдается просачивание ее через испытываемый стандартный образец толщиной 15 см.

Марки по средней плотности (для тяжелых бетонов D2300...D2500, для мелкозернистых бетонов D1800...D2400, для легких бетонов D800...D2100) назначают для бетонов, к которым предъявляются требования теплоизоляции.

Марки по самонапряжению (S_p0,6...S_p4) назнача­ют для конструкций, изготовляемых из бетона на напрягающем цементе. К таким конструкциям относятся железобетонные трубы, покрытия дорог, аэродромов и т.п. Марки характеризуют величину предварительного на­пряжения в бетоне (МПа) на уровне центра тяжести арматуры.

Для железобетонных конструкций применяют бетоны (тяжелые и мелкозернистые) класса не ниже В7,5, для лёгкого - В3,5; В15-при воздействии многократно повторяющейся нагрузки. Оптимальные класс и марки бетона выбирают на основе технико-экономиче­ского анализа с учетом условий эксплуатации. Наиболее широко используют: для изгибаемых элементов без предварительного напряжения В15...В20, для сжатых элементов: колонн В25...В30, ферм, арок В30...В35.

Класс бетона предварительно напряженных элементов назначают в зависимости от вида и класса напрягаемой арматуры, ее диаметра и наличия анкерных устройств.

№4Основные физико-механические свойства металлической арматуры.

Арматурой называют стержни, размещаемые в бе­тоне в соответствии с расчетом, конструктивными и про­изводственными требованиями. Арматуру в железобетон­ных конструкциях устанавливают для восприятия растя­гивающих напряжений или усиления сжатого бетона. В качестве арматуры применяют в основном сталь.

Виды арматуры. По назначению различают арка­туру рабочую, устанавливаемую по расчету, конструктив­ную и монтажную, применяемые из конструктивных и технологических соображений. Конструктивная арма­тура воспринимает не учитываемые расчетом усилия от усадки бетона, изменения температуры, равномерно рас­пределяет усилия между отдельными стержнями и т. п.; монтажная обеспечивает проектное положение рабочей арматуры, объединяет ее в каркасы и т.п По способу изготовления различают арматуру горя­чекатаную (получаемую способом проката) — стержневую и холоднотянутую (изготовляемую путем вытяжки В холодном состоянии) —проволочную.По профилю поверхности различают арматурные ста­ли гладкие и периодического профиля. Послед­ние обладают лучшим сцеплением с бетоном и в настоя­щее время являются основной арматурой.По способу применения арматуру делят на напрягае­мую и ненапрягаемую.Горячекатаная и холоднотянутая арматура называет­ся гибкой. Помимо нее в конструкциях в ряде случаев применяют жесткую (несущую) арматуру из прокатных или сварных двутавров, швеллеров, уголков и т. п.

Физико-механические свойства. Эти свойства ар­матуры зависят от химического состава, способа произ­водства и обработки. В мягких сталях содержание угле­рода составляет обычно 0,2...0,4 %. Увеличение количества углерода приводит к повышению прочности при одно­временном снижении деформативности и свариваемости. Изменение свойств сталей может быть достигнуто введе­нием легирующих добавок. Марганец, хром повышают прочность без существенного снижения деформативно­сти. Кремний, увеличивая прочность, ухудшает сваривае­мость.

Повышение прочности может быть достигнуто также термическим упрочнением и механической вытяжкой. При термическом упрочнении вначале осуществляют на­грев арматуры до 800...900 °С и быстрое охлаждение, а затем нагрев до 300...400 °С с постепенным охлаждением. При механическом вытягивании арматуры на 3...5 % вследствие структурных изменений кристаллической решетки — наклепа сталь упрочняется. При повтор­ной вытяжке (нагрузке) диаграмма деформирования 4 будет отличаться от исходной (рис, 1.6), а предел теку­чести существенно повысится.

Основные механические свойства сталей характе­ризуются диаграммой «напряжения — деформации», получаемой путем испытания на растяжение стандартных об­разцов. Все арматурные стали по характеру диаграмм «σ-ε». подразделяются на 1) стали с явно выраженной площадкой текучести (мягкие стали); 2) стали с неявно, вы­раженной площадкой текуче­сти (низколегированные, тер­мически упрочненные стали); 3) стали с линейной зависи­мостью «σ-ε» почти до раз­рыва (высокопрочная прово­лока).

Основные прочностные характеристики: для сталей вида 1 — физический предел текучести σ_у; для сталей видов 2 и 3 —условный предел теку­чести σ_0,2, принимаемый рав­ным напряжению, при котором остаточные деформации соста­вляют 0,2 %, и условный предел упругости σ_0,02, при котором остаточные деформации 0,02 % Помимо этого харакеристиками диаграмм являют­ся предел прочности σ_su (временное сопротивление) и пре­дельное удлинение при разрыве, характеризующее пластические свойства стали. Малые предельные удлинения могут послужить причиной хрупкого обрыва арматуры под нагрузкой и разрушения конструкции; высокие плас­тические свойства сталей создают благоприятные усло­вия для работы железобетонных конструкций (перерас­пределение усилий в статически неопределимых систе­мах, при интенсивных динамических воздействиях и т. п.).

В зависимости от типа конструкций и условий эксплуатации наряду с основной характеристикой диа­граммой «σ-ε» в ряде случаев необходимо учитывать другие свойства арматурных сталей: свариваемость, рео­логические свойства, динамическое упрочнение и т. п.

Под свариваемостью понимают способность арматуры к надежному соединению с помощью электросвар­ки без трещин, каверн и других дефектов в зоне сварного шва. Хорошей свариваемостью обладают горячекатаные малоуглеродистые и низколегированные стали. Нельзя сваривать термически упрочненные стали (кроме специ­альных «свариваемых») и упрочненные вытяжкой, так как при сварке утрачивается эффект упрочнения.

Реологические свойства характеризуются ползуче­стью и релаксацией. Ползучесть арматурных сталей про­является лишь при больших напряжениях и высоких температурах. Более опасна релаксация—падение напря­жений во времени при неизменной длине образца (отсут­ствии деформаций). Релаксация зависит от химического состава стали, технологии изготовления, напряжения, температуры и др. Она наиболее интенсивно протекает в первые часы, но может продолжаться длительное вре­мя. Учет ее важен при расчете предварительно напряжен­ных конструкций.

Усталостное разрушение наблюдается при дейст­вии многократно повторяющейся нагрузки при понижен­ном сопротивлении и носит хрупкий характер. Прочность при многократно повторной нагрузке (предел выносливо­сти) арматуры зависит от числа повторений нагрузки пи характеристики цикла нагружения р_s.

Динамическое упрочнение имеет место при дейст­вии кратковременных (t<1с) динамических нагрузок большой интенсивности (взрывных, сейсмических). Пре­вышение динамического предела текучести σ_у,_dнад ста­тическим σ_уобъясняется запаздыванием пластических деформаций и зависит от химического состава стали и скорости деформации. Для мягких сталей σ_у,_d= (1,2...1,3). σ_у,

№5Основные деформативно-прочностные свойства металлической арматуры,класы и марки

Арматурой называют стержни, размещаемые в бе­тоне в соответствии с расчетом, конструктивными и про­изводственными требованиями. Арматуру в железобетон­ных конструкциях устанавливают для восприятия растя­гивающих напряжений или усиления сжатого бетона. В качестве арматуры применяют в основном сталь.

Основные деформативно-прочностные свойства сталей характе­ризуются диаграммой «напряжения — деформации», получаемой путем испытания на растяжение стандартных об­разцов. Все арматурные стали по характеру диаграмм «σ-ε». подразделяются на 1) стали с явно выраженной площадкой текучести (мягкие стали); 2) стали с неявно, вы­раженной площадкой текуче­сти (низколегированные, тер­мически упрочненные стали); 3) стали с линейной зависи­мостью «σ-ε» почти до раз­рыва (высокопрочная прово­лока).

Основные прочностные характеристики: для сталей вида 1 — физический предел текучести σ_у; для сталей видов 2 и 3 —условный предел теку­чести σ_0,2, принимаемый рав­ным напряжению, при котором остаточные деформации соста­вляют 0,2 %, и условный предел упругости σ_0,02, при котором остаточные деформации 0,02 % Помимо этого харакеристиками диаграмм являют­ся предел прочности σ_su (временное сопротивление) и пре­дельное удлинение при разрыве, характеризующее пластические свойства стали. Малые предельные удлинения могут послужить причиной хрупкого обрыва арматуры под нагрузкой и разрушения конструкции; высокие плас­тические свойства сталей создают благоприятные усло­вия для работы железобетонных конструкций (перерас­пределение усилий в статически неопределимых систе­мах, при интенсивных динамических воздействиях и т. п.).

Вид и классы арматуры. Способ изготовления и форма поверхности определяют вид арматуры. Различают арматуру: горячекатаную стержневую, холод­нотянутую проволочную и термически упрочненную, гладкую и перио­дического профиля, напрягаемую и ненапрягаемую.

В зависимости от предела текучести σ_у(физического или условного) всю гибкую арматуру разделяют на классы.

Под горячекатанойпонимают стальную арматуру в виде отдельных стержней круглого, эллиптического, квадратного и других сечений. Предпочтение отдают круглому сечению, потому что такая ар­матура наиболее технологична в изготовлении и не имеет острых углов, врезающихся в бетон и способствующих образованию трещин. Класс та­кой арматуры обозначают буквой А и римской цифрой (чем больше циф­ра, тем выше прочность): А-1 (гладкая), А-П, А-III, А-1V, А-V, А-VI (пе­риодического профиля) — не Подвергаемая после проката упрочняющей термической обработке; Ат-III, Ат-1V, Ат-V, Ат-V1 — термически и термомеханически упрочненная, т. е. подвергаемая после проката упроч­няющей термической обработке; А-IIIв — упрочненная вытяжкой. В обозначении классов термически и термомеханически упрочненной стержневой арматуры с повышенной стойкостью к коррозионному рас­трескиванию под напряжением добавляют индекс «К»(Ат-1VК); свари­ваемой — индекс «С» (Ат-1VС), свариваемой и повышенной стойкости к коррозионному растрескиванию под напряжением — индекс «СК» (Ат-VСК). В обозначениях горячекатаной стержневой арматуры индекс «с» употребляют для арматурной стали «северного исполнения», напри­мер, класс Ас-II из стали марки 10ГТ. Под холоднотянутойпонимают стальную проволочную арматуру. Обозначают ее буковой «В» от слова «волочение» и подразделяют на классы: Вр-1 — рифленая (периодического профиля); В-II — гладкая вы­сокопрочная Вп-II— высокопрочная рифленая; К-7, К-19 — проволоч­ные канаты соответственно семи- и девятнадцатипроволочные и др. Ар­матурную проволоку классов В-1 и В-II выпускают соответственно диа­метрами 3...5 мм и 3...8 мм (с промежуточными диаметрами через 1 мм). Гладкая арматура имеет гладкую поверхность. Под арматурой периоди­ческого профиля понимают арматуру, на поверхности которой имеются часто расположенные кольцевые выступы, обеспечивающие надежное сцепление ее с бетоном без устройства анкерных крюков на концах стержней. Это значительно снижает расход арматуры и упрощает произ­водство работ. Выступы на арматурных стержнях класса А-II образованыпо винтовой линии, а на стержнях классов А-III, А-1V — « в елочку» (рис. 34, б); это позволяет визуально различать класс арматуры. . Кроме того, торцы арматурных стержней окрашивают масляной краской в разные цвета: например, класса Ат-1V — красный цвет, Ат-V — синий, Ат-V1 — зеленый. Номер сечения периодического профиля в сортаменте соответствует расчетному диаметру равновеликого по площади сечения гладкого стержня.

Проволока периодического профиля значительно лучше самозаанкеривается в бетоне и имеет большие пластические деформации. Поэтому ее применение всегда предпочтительнее по сравнению с гладкой прово­локой.

Марки арматуры Ассортимент производимой арматуры насчитывает множество размеров и марок. При возведении жилых построек, как правило, использует №3, 4 или 5. Эти номера переводятся в диаметр прутка с приращением по 3 мм: №3 имеет диаметр 10 мм, №4 - 13 мм, а №5 - 16 мм. Марка "40" и "60" обозначает прочность на сжатие (2800 и 4200 кг на см.кв. соответственно). Арматуру марки "60" труднее резать и гнуть, поэтому ее в основном используют для длинных прогонов с малым числом изгибов или вообще без них. Для коротких прогонов лучше подойдет арматура марки "40".

№ 6. Сущность и преимущества предварительно напряженных железобетонных

конструкций

Сущность. Под предварительно напряженными понимают железобе­тонные конструкции, элементы, изделия, в которых предварительно, т. е. в процессе изготовления, искусственно созданы в соответствии с расче­том начальные напряжения растяжения в части или по всей рабочей арма­туре и обжатие всего или части бетона.

Обжатие бетона в предварительно напряженных конструкциях на за­данную величину σ_bpосуществляется предварительно натянутой армату­рой, стремящейся после отпуска натяжных устройств возвратиться в пер­воначальное состояние При этом проскальзывание арматуры в бетоне исключается их взаимным естественным сцеплением, а при не­достаточности естественного сцепления — специальной искусственной анкеровкой торцов арматуры в бетоне. Начальное предварительное на­пряжение арматуры σ_sр = ε_sрЕ_sсоздаваемое в результате искусственного

натяжения арматуры, после отпуска натяжных устройств снижается за счет относительного упругого обжатия бетона ε_bдо напряжения σ_con2 = σ_sр - ασ_bр,где ασ_bр — потери начального предварительного напряжения арматуры вследствие уменьшения начального относитель­ного удлинения ε_sр на величину относительного упругого обжатия бетона ε_b, Их определяют из условия совместности деформаций укорочения бе­тона ε_b, и арматуры ε_sр,

Установившееся предварительное напряжение растяжения в армату­ре σ_con2 = σ_sр - ασ_bр, равное, будет уравновешиваться напряжением предварительного обжатия бетона ε_b.С этими предварительными напряжениями в арматуре железобетонный элемент поступает на строительную площадку.

Еще до приложения внешней нагрузки в арматуре предварительно на­пряженных конструкций действуют значительные предварительные на­пряжения растяжения σ_con2 , обжимающие (σ_bр)бе­тон Внешняя растягивающая сила N будет увеличиваться вплоть до величины упругого обжатия бетона. Как только это произойдет, предварительное обжатие бетона бу­дет полностью погашено. После погашения предварительного обжатия бетона работа конструк­ций под нагрузкой напоминает работу железобетонных конструкций без предварительного напряжения. С дальнейшим возрастанием внешней нагрузки в бетоне появятся растягивающие напряжения σ_bр,которые будут возрастать вплоть до расчетного сопротивления (предела прочности бетона на растяжение)R_bt,ser, точно так же, как и в железобетонных элементах без предварительного напряжения. Как только относительное удлинение бетона достигнет предельной величины, в предварительно напряженном элементе, как и в железобетонном элементе без предварительного напряжения, появится трещина.

За счет предварительного обжатия бетона предварительно напряжен­ной арматурой сила N_Р,crc , вызывающая появление первых трещин в преднапряженных конструкциях возрастает по сравнению с железобетонными конструкциями на силу предварительного напряжения арматуры. Сила N_Р,crc, вызывающая появление трещин в предварительно напря­женных конструкциях, в 2...3 раза больше силы N_,crc ,вызывающей появление трещин в ЖБ конструкциях без предварительного напряженияСледовательно, трещиностойкость предварительно напряженных конструкций в 2...3 раза больше трещиностойкости железобетонных кон­струкций без предварительного напряжения. Чем выше натяжение арматуры и сильнее обжатие бетона, тем мень­ше участок, на котором происходит образование и раскрытие тре­щин..

Прочность предварительно напряженных конструкций не зависит от величин предварительного напряжения арматуры. Вот почему расчет на прочность любых предварительно напряженных конструкций ничем не отличается от расчета на прочность железобетонных конструкций без предварительного напряжения.

Все сказанное позволяет заключить, что природа предварительно на­пряженных конструкций та же, что и железобетонных конструкций без предварительного напряжения. Создание предварительных напряжений растяжения в арматуре и обжатия бетона до приложения эксплуатацион­ных нагрузок не оказывает значительного влияния на основные физи­ко-механические свойства железобетона.

Предварительно напряженные конструкции являются общим видом железобетонных конструкций, а железобетонные конструкции без пред­варительного напряжения являются всего лишь их частным случаем. При этом необходимо иметь в виду, что предварительное обжатие бетона су­щественно повышает трещиностойкость наклонных сечений и границу переармирования и заметно может понизить прочность сжатой зоны се­чения.

Преимущества. Предварительно напряженные железобетонные кон­струкции имеют следующие преимущества перед предварительно нена­пряженными. В предварительно напряженных конструкциях предостав­ляется возможность использовать высокоэкономичную стержневую ар­матуру повышенной прочности и высокопрочную проволочную армату­ру, что позволяет в среднем до 50 % сокращать расход дефицитной стали в строительстве. Предварительное обжатие растянутых зон бетона значи­тельно отдаляет момент образования трещин в растянутых зонах элемен­тов, ограничивает ширину их раскрытия и повышает жесткость элемен­тов, практически не влияя на их прочность.

Предварительно напряженные конструкции часто оказываются эко­номичными для зданий и сооружений с такими пролетами, нагрузками и условиями работы, при которых применение железобетонных конструк­ций без предварительного напряжения технически невозможно или вы­зывает чрезмерно большой перерасход бетона и стали для обеспечения требуемой жесткости и несущей способности конструкций. Применение предварительного напряжения позволяет наиболее рационально выпол­нять стыки сборных элементов конструкций, обжимая их напрягаемой арматурой. При этом существенно сокращается расход дополнительного металла в стыках или совсем отпадает необходимость в его применении.

"Предварительное напряжение позволяет расширить использование сборных и сборно-монолитных конструкций составного сечения, в кото­рых бетон повышенной прочности применяется только в заранее изготов­ленных предварительно напряженных элементах* а основная или значи­тельная часть конструкций выполняется из тяжелого или легкого бетона, не подвергаемого предварительному напряжению.

Предварительное напряжение, увеличивающее сопротивление конст­рукций образованию трещин, повышает их выносливость при работе на воздействие многократно повторяющейся нагрузки. Это объясняется уменьшением перепада напряжений в арматуре и бетоне, вызываемого изменением величины внешней нагрузки/Правильно запроектированные предварительно напряженные конструкции безопасны в эксплуатации, так как показывают перед разрушением значительные прогибы, преду­преждающие об аварийном состоянии конструкций.

С возрастанием процента армирования сейсмостойкость предвари­тельно напряженных конструкций во многих случаях повышается (осо­бенно при тавровых сечениях с полкой в сжатой зоне и легких бетонах). Это объясняется тем, что благодаря применению более прочных и легких материалов сечения предварительно напряженных конструкций в боль­шинстве случаев оказываются меньшими по сравнению с железобетон­ными конструкциями без предварительного напряжения той же несущей способности, а следовательно, более гибкими и легкими. Повышению сейсмостойкости способствует также пространственная работа зданий и сооружений в целом, получаемая обжатием их отдельных частей предва­рительно напряженной арматурой. Наиболее сейсмостойкими являются напряженные конструкции, обладающие существенным превышением несущей способности над пределом трещиностойкости. Именно поэтому нормы рекомендуют принимать М_crc< 0,75М_u где М_crc— момент трещинообразования; М_u — предельный (разрушающий) момент.

он надежно защи

№7. Две группы предельных состояний для расчёта ЖБ конструкций

С 1955 г. расчет железобетонных конструкций в СССР производится по методу предельных состояний. Под предельным понимают такое состояние конст­рукции, после достижения которого дальнейшая эксплуа­тация становится невозможной вследствие потери спо­собности сопротивляться внешним нагрузкам или получения недопустимых перемещений или местных по­вреждений. В соответствии с этим установлены две груп­пы предельных состояний: первая—по несущей способности; вторая — по пригодности к нормальной эксплуатация.

Расчет по первой группе предельных состояний выполняется с целью предотвращения разрушения кон­струкций (расчет по прочности), потери устойчивости формы конструкции (расчет на продольный изгиб) или ее положения (расчет на опрокидывание или скольже­ние), усталостного разрушения (расчет на выносли­вость) .

Расчет по второй группе предельных состояний имеет цель не допустить развитие чрезмерных деформа­ций (прогибов), исключить возможность образования трещин в бетоне или ограничить ширину их раскрытия, а также обеспечить в необходимых случаях закрытие трещин после снятия части нагрузки.

Расчет по первой группе предельных состояний является основным и используется при подборе сечений. Расчет по второй группе производится для тех конструкций, которые, будучи прочными, теряют свои эксплуатацион­ное качества вследствие чрезмерных прогибов (балки больших пролетов при относительно малой нагрузке), образования трещин (резервуары, напорные трубопроводы) или чрезмерного раскрытия трещин, приводящего к преждевременной коррозии арматуры.

Нагрузки, действующие на конструкцию, и прочностные характеристики материалов, из которых конструк­ция изготовлена, обладают изменчивостью и могут отличаться от средних значений. Поэтому для обеспечения того, чтобы за время нормальной эксплуатации сооружения не наступило ни одного из предельных состояний, вводится система расчетных коэффициентов, учитываю­щих возможные отклонения (в неблагоприятную сторо­ну) различных факторов, влияющих на надежную работу конструкций: 1) коэффициенты надежности по нагруз­ке γ_{f ,}учитывающие изменчивость нагрузок или воздей­ствий; 2) коэффициенты надежности по бетону γ_b и ар­матуре γ_s, учитывающие изменчивость их прочностных свойств; 3) коэффициенты надежности по назначению конструкции γ_nучитывающие степень ответственности и капитальности зданий и сооружений; 4) коэффициенты условий работы γ_biи γ_{si ,} позволяющие оценить некото­рые особенности работы материалов и конструкций в це­лом, которые не могут быть отражены в расчетах прямым путем.

Расчетные коэффициенты устанавливают на основе вероятностно-статистических методов. Они обеспечивают требуемую надежность работы конструкций для всех ста­дий: изготовления, транспортирования, возведения и эксплуатации.

Таким образом, основная идея метода расчета по пре­дельным состояниям заключается в обеспечении условия, чтобы даже в тех редких случаях, когда на конструкцию действуют максимально возможные нагрузки, прочность бетона и арматуры минимальна, а условия эксплуатации наиболее неблагоприятны, конструкция не разрушилась и не получила бы недопустимых прогибов или трещин. При этом во многих случаях удается получать более эко­номичные решения, нежели при расчете ранее применяв­шимися методами.

№8. Нормативные и расчётные нагрузки и сопротивления материалов, коэффициенты надёжности и условий работы ЖБ конструкций

При проектировании сле­дует учитывать нагрузки, возникающие при возведении и эксплуатации сооружений, а также при изготовлении, хранении и перевозке строительных конструкций.

В расчетах используют нормативные и расчетные зна­чения нагрузок. Установленные нормами наибольшие значения нагрузок, которые могут действовать на кон­струкцию при ее нормальной эксплуатации, называют нормативными. Фактическая нагрузка в силу разных обстоятельств может отличаться от нормативной в боль­шую или меньшую сторону. Это отклонение учитывается коэффициентом надежности по нагрузке.

Расчет конструкций производится на расчетные нагрузки :q =q_n γ_f

гдеq_n— нормативная нагрузка; γ_f — коэффициент надежности по нагрузке, соответствующий рассматривае­мому предельному состоянию.

При расчете по первой группе предельных состояний γ_f принимают: для постоянных нагрузок γ_f=1,1...1,3; временных γ_f = 1,2... 1,6, при расчете на устойчивость положения (опрокидывание, скольжение, всплытие), когда уменьшение веса конструкции ухудшает условия ее работы, принимают γ_f<1.

Расчет конструкций по второй группе предельных со­стояний, учитывая меньшую опасность их наступления, производят на расчетные нагрузки при γ_f = 1. Исключе­ние составляют конструкции, относящиеся к I категории трещиностойкости , для которых γ_f>1.

Кроме того для обеспечения того, чтобы за время нормальной эксплуатации сооружения не наступило ни одного из предельных состояний, вводится также и другие расчетных коэффициенты, учитываю­щие возможные отклонения (в неблагоприятную сторо­ну) различных факторов, влияющих на надежную работу конструкций: 1)коэффициенты надежности по бетону γ_b и ар­матуре γ_s, учитывающие изменчивость их прочностных свойств; 2) коэффициенты надежности по назначению конструкции γ_nучитывающие степень ответственности и капитальности зданий и сооружений; 3) коэффициенты условий работы γ_biи γ_{si ,} позволяющие оценить некото­рые особенности работы материалов и конструкций в це­лом, которые не могут быть отражены в расчетах прямым путем.

Расчетные коэффициенты устанавливают на основе вероятностно-статистических методов. Они обеспечивают требуемую надежность работы конструкций для всех ста­дий: изготовления, транспортирования, возведения и эксплуатации.

Нагрузки и воздействия на здания и сооружения мо­гут быть постоянными и временными. Последние в зави­симости от продолжительности действия подразделяются надлительные, кратковременные и особые. К постоянным нагрузкам относятся вес частей сооружений, в том числе вес несущих и ограждающих конст­рукций; вес и давление грунтов (насыпей, засыпок); воз­действие предварительного напряжения.

К временным длительным нагрузкам относятся: вес стационарного оборудования — станков, моторов, емкос­тей, конвейеров; вес жидкостей и твердых тел, заполня­ющих оборудование; нагрузка на перекрытия от склади­руемых материалов и стеллажей в складах, холодильни­ках, книгохранилищах, библиотеках и подсобных помещениях.

В тех случаях, когда требуется учитывать влияние длительности действия нагрузок на деформации и обра­зование трещин, к длительным нагрузкам относится часть кратковременных. Это нагрузки от кранов с пони­женным нормативным значением, определяемым умно­жением полного нормативного значения вертикальной нагрузки от одного крана в каждом пролете на коэффициент; снеговые нагрузкис пониженным нормативным значением, определяемым умножением полного нормативного значения на коэффициент 0,3 — для III снегового района, 0,5 — для IV района, 0,6-—для районов V, VI; нагрузки от лю­дей, оборудования на перекрытия жилых и общественных зданий с пониженными нормативными значениями . Эти нагрузки отнесены к длительным вследствие того, что могут действовать в течение времени, достаточного, чтобы проявились деформации ползучести, увеличиваю­щие прогиб и ширину раскрытия трещин.

К кратковременным нагрузкам относятся: нагрузки от веса людей, оборудования на перекрытия жилых и об­щественных зданий с полными нормативными значения­ми; нагрузки от кранов с полным нормативным значени­ем; снеговые нагрузки с полным нормативным значени­ем; ветровые нагрузки, а также нагрузки, возникающие при монтаже или ремонте конструкций.

Особые нагрузки возникают при сейсмических, взрыв­ных или аварийных воздействиях.

Здания и сооружения подвергаются одновременному действию различных нагрузок, поэтому расчет их должен выполняться с учетом наиболее неблагоприятного соче­тания этих нагрузок или усилий, вызванных ими. В зави­симости от состава учитываемых нагрузок различают: основные сочетания, состоящие из постоянных, длитель­ных и кратковременных нагрузок; особые сочетания, со­стоящие из постоянных, длительных, кратковременных и одной из особых нагрузок.

Временные нагрузки включаются в сочетания как длительные — при учете пониженного нормативного зна­чения, как кратковременные — при учете полного норма­тивного значения.

Вероятность одновременного появления наибольших нагрузок или усилий учитывается коэффициентами соче­таний ψ₁ и ψ₂. Если в основное сочетание включается по­стоянная и только одна временная нагрузка (длительная и кратковременная), то коэффициенты сочетаний прини­мают равными 1, при учете двух и более временных на­грузок последние умножают на ψ₁=0,95 при длительных нагрузках и ψ₁= 0,9 при кратковременных, так как счи­тается маловероятным, чтобы они одновременно дости­гали наибольших расчетных значений.

При расчете конструкций на особое сочетание нагру­зок, включающих взрывные воздействия, допускается не учитывать кратковременные нагрузки,

В Значения расчетных нагрузок должны умножаться также на коэффициент надежности по назначению конструкций, учитывающий степень ответственности и капитальности зданий и сооружений. Для сооружений I класса (объектов особо важного народнохозяйственного значения) γ_n =1, для сооружений II класса (важные народохозяйственные объекты) γ_n =0,95, для сооружений III класса (имеющих ограниченное народнохозяйственное Значение) γ_n =0,9, для временных сооружений со сроком службы до 5 лет γ_n =0,8.

Нормативные и расчётные сопротивления бетона

При проектировании нормативное сопротивление бе­тона принимается численно равным прочности бетона, соответствующей его классу.

Нормативное сопротивление бетонных призм осево­му сжатию R_b,n(призменная прочность) определяется по нормативному значению кубиковой прочности с уче­том зависимости, связывающей призменную и кубиковую прочность.

Нормативные сопротивления бетона осевому растя­жению R_bt,nв случаях, когда прочность бетона на растя­жение не контролируется, определяются по нормативно­му значению кубиковой прочности с учетом зависимости , связывающей прочность на растяжение с прочно­стью на сжатие.

Если же прочность бетона на растяжение контроли­руется непосредственным испытанием образцов на про­изводстве, то нормативное сопротивление осевому рас­тяжению принимается равным R_bt,n=R_bt,m(1-1,64ν) и характеризует класс бетона по прочности на растяже­ние.

Расчетные сопротивления бетона для предельных со­стояний первой группыR_b и R_btопределяют делением нормативных сопротивлений на соответствующие коэф­фициенты надежности бетона при сжатии γ_bcили γ_bt при растяжении :R_{b =}R_b,n/γ_{bc ,} R_{bt =} R_bt,n/ γ_bt

Для тяжелого бетона γ_bс= 1,3; γ_bе=1,5. Эти коэффициенты учитывают возможность пониже­ния фактической прочности по сравнению с нормативной вследствие отличия прочности бетона в реальных конст­рукциях от прочности в образцах и ряд других факторов, зависящих от условий изготовления и эксплуатации кон­струкций.

Расчетные сопротивления бетона для предельных со­стояний 2-ой группы R_b,serи R_bt,_ser определяются при коэфффициентах надежности γ_bс = γ_bt=1, т.е. принимаются равными нормативным сопротивлениям. Это объясняет­ся тем, что наступление предельных состояний II группы менее опасно, чем I группы, поскольку оно, как правило, не приводит к обрушению сооружений и их элементов. При расчете бетонных и железобетонных конструк­ций расчетные сопротивления бетона в необходимых случаях умножают на коэффициенты условий работы γ_bi, учитывающие: длительность действия и повторяе­мость нагрузки, условия изготовления, характер рабо­ты конструкции и т. п. Например, с целью учета сниже­ния прочности бетона, имеющего место при длительнойнагрузке, вводят коэффициент γ_b2= 0,85...0,9, при учёте нагрузок малой длительности γ_b2 = 1,1

Нормативные и расчетные сопротивления армату­ры. Нормативные сопротивления арматуры принима­ют равными наименьшим контролируемым значениям для стержневой арматуры, высокопрочной проволо­ки и арматурных канатов — пределу текучести, физи­ческому (σ_y, или условному σ_0,02; для обыкновенной арма­турной проволоки — напряжению, составляющему 0,75 от временного сопротивления разрыву, Значения нормативных сопротивлений R_snпринима­ют в соответствии с действующими стандартами на арматурные стали, как и для бетона, с надежностью 0,95 .Расчетные сопротивления арматуры растяжению R_s и R_s.ser для предельных состояний I и II группы определяются делением нормативных сопротивлений на соответствующие коэффициенты надежности по ар­матуре γ_s:R_s= R_sn / γ_s

Коэффициент надежности устанавливают, чтобы ис­ключить возможность разрушения элементов в случае чрезмерного сближения R_sи R_snОн учитывает изменчи­вость площади поперечного сечения стержней, раннее развитие пластических деформаций арматуры и т.п. Его значение для стержневой арматуры классов А-1, А-П со­ставляет 1,05; классов А-Ш — 1,07...1,1; классов А-1V, А-V—1,15; классов А-VI —1,2; для проволочной арма­туры классов Вр-1, В-1 — 1,1; классов В-П, Вр-П, К-7, К-19— 1,2.

При расчете по предельным состояниям II группы значение коэффициента надежности для всех видов ар­матуры принято равным единице, т.е. расчетные сопро­тивления численно равны нормативным.

При назначении расчетных сопротивлений арматуры сжатию R_scучитываются не только свойства стали, но и предельная сжимаемость бетона. Принимая ε _bcu=2*10^-3, модуль упругости стали E_s=2*10 ^-5 МПа, можно получить наибольшее напряжение, достигаемое в ар­матуре перед разрушением бетона из условия совмест­ных деформаций бетона и арматуры σ _cs= ε _bcuE_s Согласно нормам расчетное сопротивление армату­ры сжатию R_sv принимают равным R_s, если оно не превышает 400 МПа; для арматуры с более высоким зна­чением R_s, расчетное сопротивление принимают 400 МПа (или 330 МПа при расчете в стадии обжатия). При длительном действии нагрузки ползучесть бетона приводит к повышению напряжения сжатия в арматуре. Поэтому если расчетное сопротивление бетона прини­мают с учетом коэффициента условий работы γ_b2=0,85...0,9 (т.е. с учетом продолжительного действия нагрузки), то допускается при соблюдении соответству­ющих конструктивных требований повышать значе­ние R_зсдо 450 МПа для сталей класса А-1V и до 500 МПа для сталей классов Ат-1V и выше.

При расчетах конструкций по I группе предельных состояний расчетные сопротивления арматуры в необхо­димых случаях умножаются на коэффициенты условий работы γ_si , учитывающие неравномерность распределе­ния напряжений в сечении, наличие сварных соединений, многократное действие нагрузки и др. Например, работа высокопрочной арматуры при напряжениях выше услов­ного предела текучести учитывается коэффициентом ус­ловий работы у₈б, величина которого зависит от класса арматуры и изменяется от 1,1 до 1,2

№9. Расчёт прочности по нормальным сечениям изгибаемых и внецентренно сжатых элементов.

Расчет прочности по нормальным сечениям изгибаемых элементов

Изгибаемыми называют элементы, подверженные действию одного изгибающего момента или изгибающего момента с по­перечной силой. Нормальные сечения изгибаемых элементов симметрич­ны относительно плоскости изгиба и характеризуются наличием в них одновременно сжатой и растянутой зон К изгибаемым эле­ментам относятся плиты и балки междуэтажных и чердачных перекры­тий и покрытий, подвесные панели наружных стен (ненесущие), фунда­ментные, обвязочные и подкрановые балки, консоли.

Расчет прочности по нормальным сечениям обусловлен возможным изломом элементов в этих сечениях под действием внешнего изгибающе­го момента М). Цель расчета сводится к определению размеров поперечного сечения элемента и площади попе­речного сечения растянутой рабочей арматуры, гарантирующих надеж­ную работу железобетонных конструкций в течение заданного срока службы зданий.

Прочность нормальных сечений элементов рассчитывают на усилия, полученные из расчета железобетонных конструкций на воздействие внешних статических (или динамических) нагрузок Определение напряжений в нормальных сечениях элементов являет­ся статически неопределимой задачей, потому что искомых четыре вели­чины (А, Rs, A_s„ R_b,), а использовать можно только два уравнения статики: Σx=0 и ΣM=0. Неопределимость задачи осложняется нелинейностью деформирования бетона и арматуры. Поэтому расчет нормальных сече­ний элементов по прочности производят из предположения, что заданы три из четырех неизвестных — bh, R_bи R_s или А_s,. R_bи R_sВ первом случае расчетом определяют площадь рабочей арматуры, а во втором — разме­ры сечения элемента. Производят также расчет прочности сечения эле­мента при известных его характеристиках:b, h, R_b,R_s и А_s. Размеры попе­речного сечения bh, класс бетона и расчетное сопротивление арматуры принимают по аналогии с существующими конструкциями.

Изгибаемые элементы можно армировать одиночной (только в растя­нутой зоне,) или двойной (в растянутой S и сжатой S" зонах,) арматурой.

В целях экономии дефицитной стали арматуру S' применяют только в тех случаях, когда бетон сжатой зоны не может полностью воспринять сжимающие усилия, а высота сечения элемента ограничена по архитектурным или другим соображениям; когда могут действовать изгибающие моменты разных знаков.

В расчетные формулы вводят не всю высоту сечения h, а так называемую полезную, или рабочую, ho, равную расстоянию от равнодействующей усилий в растянутой арматуре до наиболее сжатого (крайнего волокна) сечения элемента h₀ =h- а; где а= аь + d/2; a_b— толщина защитного cлоя; d— диаметр рабочей арматуры при укладке арматуры в один ряд. При укладке арматуры в два и более рядаа равно расстоянию от равнодействующей усилий в арматуре Sдо ближайшей грани.

В общем случае изгибаемые элементы симметричной относительно плоскости изгиба формы могут быть армированы напрягаемой и ненапрягаемой арматурой, расположенной в растянутой и сжатой зонах расчет­ного сечения. При этом следует иметь в виду, что высокие предваритель­ные напряжения арматурыА'_sрк моменту разрушения элемента полностью не погашаются. Непогашенная часть предварительных напряжений продолжает обжимать бетон сжатой зоны, что снижает несущую способность элемента, потому что напряжения обжатия бетона суммируются с напряжениями сжатия его усилием от внешней нагрузки В предварительно напряженных элементах, к трещиностойкости которых предъявляют требования 2-й и 3-й категорий, допускают образова­ние начальных трещин в сжатой зоне (растянутой от действия усилия к предварительного обжатия). Поэтому целесообразно в таких элементах напрягаемую арматуру A'_spне устанавливать, если она существенно сни­жает их несущую способность. Для уменьшения величины раскрытия на­чальных трещин в сжатой зоне таких конструкций целесообразнее уста­навливать по расчету ненапрягаемую арматуруА'_s.

Расчёт прочности внецентренно сжатых элементов.

Общие сведения: Под внецентренно сжатыми (колонны, перегород­ки и стены зданий, элементы ферм и арок) принимают элементы, в кото­рых расчетные продольные сжимающие силы Nдействуют с начальным эксцентриситетом е₀ по отношению к вертикальной оси элемента или на которые одновременно действуют осевая продольная сжи­мающая сила Nи изгибающий момент М Совокупность осе­вой продольной сжимающей силы N и изгибающего момента М можно за­менить силой N, также действующей с начальным эксцентриситетом eo = e_ON

e_ON = M/N

где М— изгибающий момент uN— продольная сила, которые принима­ют по данным статического расчета конструкций.

Эксцентриситет е_0nв любом случае принимают не менее случайного эксцентриситета е_а, обусловленного случайными горизонтальными сила­ми, начальным искривлением элемента, неточностью монтажа, неодно­родностью свойств бетона по сечению элемента, неточностью располо­жения продольной рабочей арматуры и допусками размеров сторон сече­ния элемента. Чем больше длина элемента, тем труднее обеспечить его осевое сжатие.

Величину случайного эксцентриситета е_апринимают не менее: 1/600 длины элемента или длины части элемента (между точками закрепления); 1/30 высоты сечения элемента. Таким образом, теоретически центрально сжатые элементы рассчитывают как внецентренно сжатые со случайными эксцентриситетами, т. е. e₀ = е_а.

Для элементов статически определимых конструкций (фахверковые стойки, стойки НЭП) за начальный эксцентриситет е₀принимают сумму экцентриситетов — полученного из статического расчета конструкции e_0N= MINи случайного е_а, е₀ = e_0N + e_a. В соответствии с характером си­лового воздействия поперечное сечение (профиль) внецентренно сжатых элементов принимают обычно прямоугольным, развитым в плоскости действия момента, или кольцевым. Соотношение сторон прямоугольного сечения принимают от 1 : 1,5 до 1 : 3. Гибкость элемен­тов в любом направлении не должна превышать λ < 200(l₀/h = 57), а для колонн зданий λ < 120(l₀/h< 35).

В целях стандартизации опалубки и арматурных каркасов размеры се­чения элементов принимают кратными 50 мм и для монолитных ко­лонн — не менее 250 х 250 мм.

Расчет внецентренно сжатых элементов производят с учетом их про­гибов как в плоскости изгиба, так и в нормальной к ней плоскости (из плоскости изгиба). При расчете из плоскости изгиба эксцентриситет продольной оси е₀принимают равным значению случайного эксцентрисите­та е_а.

Прогиб гибких внецентренно сжатых элементов учитывают посредством увеличения эксцентриситета е₀ на коэффициент η Внецентренно сжатые элементы выполняют из бетона не ниже класса В15, а тяжело нагруженные — не ниже В25.

Основные расчетные положения. При сжатии сопротивление дей­ствию внешней продольной силы Nоказывают бетон и продольная арма­тура, несущая способность которых к моменту разрушения элемента ис­пользуется полностью. Продольная рабочая арматура служит для увели­чения несущей способности элемента, а также для уменьшения влияния случайных эксцентриситетов, неоднородности и ползучести бетона, для воспринятия усилий при транспортировании и монтаже элемента.

Напряженно-деформированное состояние внецентренно сжатого эле­мента зависит от его гибкости λ, величины эксцентриситета е₀, длитель­ности действия нагрузки, вида закрепления концов элемента и ряда дру­гих факторов.

В зависимости от величины эксцентриситета е₀ = e_0N + e_aразличают два случая внецентренного сжатия элементов: случай 1 — большие экс­центриситеты, случай 2 — малые эксцентриситеты.

Случай 1 — х < ξ_Rh₀. Величину определяют по формуле как для изгибаемых элементов. Характер разрушения таких эле­ментов близок к характеру разрушения изгибаемых элементов по случаю 1 (. В стадии 1напряженно-деформированного состояния в растянутой зоне образуются нормальные трещины, а в стадии IIIнаступает плавное разрушение элементов, при этом напряжения в

растянутой и сжатой арматуре и в бетоне сжатой зоны сечения достигают своих предельных значений: R_y, Rscи R_f, т. е. разрушение наступает при одновременном исчерпании несущей способности бетона и арматуры сжатой зоны сечения и растянутой арматуры. При этом элементы следует проектировать так, чтобы соблюдалось условие х > а', иначе арматураА'_х будет находиться за пределами бетона сжатой зоны и прочность ее не будет использоваться. Поэтому при х < а' в расчетных уравнениях принима­ютА_х= 0.

Случай 2 — х >ξ _Rh₀(рис. 99, в). Объединяет два варианта напряжен­ного состояния элемента: когда все сечение сжато или когда часть сечения слабо растянута В обоих ва­риантах разрушение элемента наступает вследствие исчерпания несущей способности бетона сжатой зоны и сжатой арматуры. При этом прочностьрастянутой арматуры не доиспользуется, напряжения в ней остаются низ­кими. Для упрощения расчетов действительные эпюры сжимающих на­пряжений 1 или 2 при незначительном снижении запаса прочности заме­няют прямоугольной эпюрой с ординатой R_b

В элементах, разрушающихся по случаю 1, напряжение в растянутой арматуре принимают равнымR_s, а разрушающихся по случаю 2 — рав­ным σ _s<R_s, если она растянута, и Rscсли арматура сжата. Напряжения в сжатой арматуре получают из условия, что в стадии разрушения дефор­мации бетона и арматуры, благодаря их сцеплению, одинаковы ε_su = R_bl(E_b).

Отсюда предельные сжимающие напряжения в продольной арматуре σ su =R_ba/v_e(1)^,

где v_c. ε_s/ ε_b отношение упругой части деформации бетона к полной его деформации.

Учитывая, что к моменту разрушения внецентренно сжатых элемен­тов v_e= 0,2...0,33, то, например, для бетона класса В40 и арматуры класса A-IV предельно возможные напряжения в продольной сжатой арматуре по формуле (1) при кратковременном действии нагрузки составят не более

612 МПа,

что немного больше нормативного сопротивления арматуры класса A-IV, равного 590 МПа. Формула (1) является контрольной для установления нормативных сопротивлений арматуры . сжатию.

Она показывает, что продольную ненапряженную арматуру с расчет­ным сопротивлением более R_scво внецентренно сжатых элементах при­менять нецелесообразно, потому что прочность ее полностью не будет использована.

Последние опытные данные отмечают большую величину предель­ных напряжений в арматуре в момент разрушения образца, что указывает на необходимость уточнения коэффициента v_e.

Высокопрочную (напрягаемую) арматуру во внецентренно сжатых элементах применять не рекомендуется, так как в зависимости от величи­ны предварительного напряжения она может; снижать несущую спо­собность элемента не оказывать влияние или незначительно повышать несущую способность эле­мента. Во внецентренно сжатых сборных элементах рекомендуется применять напрягаемую арматуру по расчету только в целях существенного повышения их трещиностойкости на транспортные и монтажные нагрузки.

Расстояние от продольной силы N до центра тяжести арматуры A_s :e=e₀+0,5h-a

Прочность нормального сечения внецентренно сжатых элементов, разрушающихся по случаям 1и 2, считают обеспеченной,если момент от внешних нагрузок M меньше или равен моменту внутренних сил М_и( М <М_и), взятых, анпример, относительно центра тяжести растянутой( или слабо сжатой) арматуры.

№10. Элементы плоских монолитных междуэтажных перекрытий многоэтажных зданий

Плоские железобетонные перекрытия являются наи­более распространенными элементами различных зданий и сооружений. Несмотря на особенности в конструкции сооружения, все плоские перекрытия могут быть приве­дены к двум основным типам: балочным и безбалочным. Балочные перекрытия включают в себя балки, идущие в одном или двух направлениях, и опирающиеся на них плиты. В безбалочных балки отсутствуют, а плиты этих перекрытий опираются непосредственно на колонны, имеющие в своей верхней части уширения — капители. В зависимости от способа возведения перекрытия могут быть сборными, монолитными и сборно-монолитными. В настоящее время применяют преимущественно сборные и сборно-монолитные перекрытия, отличающиеся высо­кой индустриальностью. Монолитные перекрытия приме­няются реже, главным образом, в зданиях, возводимых по индивидуальным проектам и т. п.

В последние годы находят все более широкое приме­нение монолитные железобетонные перекрытия с использованием профилированного металлического настила, который выполняет функции опалубки и рабочей армату­ры.. Такие конструкции целесообразно применять в зда­ниях с нетиповой сеткой колонн, при реконструкции и замене перекрытий. Применение профнастила в каче­стве арматуры и опалубки снижает трудоемкость работ, сокращает сроки строительства, снижает высоту и мас­су перекрытия.

Монолитные ребристые перекрытия с балочными плитами

Монолитные ребристые перекрытия состоят из плит, второстепенных балок и главных балок, которые бето­нируются вместе и представляют собой единую конст­рукцию. Плита опирается на второстепенные балки, а второстепенные — на главные балки, опорами которых служат колонны и стены

Проектирование монолитного перекрытия включает в себя компоновку конструктивной схемы, расчет плит, второстепенных и главных балок, их конструирование.

При компоновке выбирают сетку и шаг колонн, нап­равление главных балок, шаг второстепенных балок. Это производится с учетом назначения сооружения, архитектурно-планировочного решения, технико-экономических показателей и т. п. Главные балки располагаются параллельно продольным стенам или перпендикулярно им и имеют пролёт 6-8 м. Первое решение выгодно при необходимости лучшей освещённости потолка, второе целесообразно при больших оконных по­емах и необходимости обеспечить жесткость здания в поперечном направлении. Пролет второстепенных балок l₂ =5-7м, плит - l₁ =1,5..,3 м. По экономическим сообра­жениям принимают такое расстояние между балками, чтобы толщина плиты былавозможно меньшей Высота сечения второ­степенных балок составляет (1/12... 1/20) l₂, главных (1/8...1/15)l₁ширина сечений балок b= (0,4...0,5)h. Пе­рекрытия, как правило, выполняют из бетона класса В15 и армируют арматурной проволокой классов В_Р-1, В-1 и стержневой арматурой классов А-П, А-Ш.

Монолитные ребристые перекрытия с плитами, опертыми по контуру

Существует два вида таких перекрытий. В перекры­тиях первого вида балки располагаются по осям колонн, шаг которых 4...6 м. Балки имеют одинако­вую высоту поперечных сечений. Соотношение сторон плит 1...1.5. Перекрытия второго вида, называемые кес­сонными, отличаются более частым расположением ба­лок, отсутствием промежуточных колонн и малыми раз­мерами плит, не превышающими 2 м. Пе­рекрытия с плитами, опертыми по контуру, менее экономичны, чем с балочными плитами, при той же сет­ке колонн, но эстетически они выглядят лучше и приме­няются для перекрытия зданий общественного назначе­ния: вестибюлей, залов и т.н.

Плита, опертая по контуру, работает в двух направ­лениях и армируется сварными сетками, укладываемы­ми в пролете понизу, а у опор (над балками) — поверху. При пролетах плиты более 2,5 м применяют раздельное армирование. Нижнюю арматуру выполняют из двух сеток с одинаковой площадью сечения рабочей армату­ры в каждом направлении. В целях экономии одна сет­ка доводится до опор, а другая размещается в средней части и не доводится до опор на расстояние 1/4 l₁, если плита примыкает к балке , или на 1/8 l₁ при свободном опирании плиты. Верхняя арматура плиты (над балками) выполняется в виде сеток, у которых ра­бочие стержни располагаются в направлении, перпенди­кулярном балке, и заходят в пролеты через один на расстояния 1/4 l₁ и 1/6 уют сварными каркасами

Монолитные безбалочные перекрытия. Они пред­ставляют собой гладкую плиту, опертую через капители на колонны. Толщину плиты назначают из условия дос­таточной ее жесткости h= (1/32... 1/35)/₂, где 1₂— раз­мер большего пролета плиты. Монолитную безбалочную плиту армируют рулонными или плоскими сварными сетками, укладываемыми над колоннами и в пролетах. Над колоннами стержни укладывают поверху в двух направлениях, в середине плиты — понизу в двух на­правлениях. В пересечениях надколонных и пролетных по­лос необходима установка как нижней, так и верхней рабочей арматуры. Вблизи ко­лонн верхние сетки раздвигаются, либо в сетках устраи­вают отверстия с установкой дополнительных стержней, компенсирующих прерванную арматуру. Капители ар­мируют конструктивно, по углам ставят стержни диа­метром 8... 10 мм и охватывают их горизонтальными хо­мутами.

№11 Элементы плоских сборных железобетонных перекрытий многоэтажных зданий.

Плоские железобетонные перекрытия являются наи­более распространенными элементами различных зданий и сооружений. Несмотря на особенности в конструкции сооружения, все плоские перекрытия могут быть приве­дены к двум основным типам: балочным и безбалочным. Балочные перекрытия включают в себя балки, идущие в одном или двух направлениях, и опирающиеся на них плиты. В безбалочных балки отсутствуют, а плиты этих перекрытий опираются непосредственно на колонны, имеющие в своей верхней части уширения — капители. В зависимости от способа возведения перекрытия могут быть сборными, монолитными и сборно-монолитными. В настоящее время применяют преимущественно сборные и сборно-монолитные перекрытия, отличающиеся высо­кой индустриальностью.

Балочные сборные перекрытия

В состав балочного сборного перекрытия входят панели (плиты) и поддерживающие их балки, называе­мые ригелями. Ригели могут опираться на колонны (в зданиях с полным каркасом) или на внутренние ко­лонны и наружные несущие стены (в зданиях с непол­ным каркасом) Проектирование перекрытия включает в себя компоновку конструктивной схемы, рас­чет панелей, ригелей, узлов сопряжения их с колоннами, конструирование и т. п.

Компоновка конструктивной схемы перекрытия.

Компоновка состоит из выбора сетки колонн, направле­ния ригелей, типа и ширины панелей. Это делается на ос­новании соображений технологического характера (на­значения здания — производственное, жилое, обществен­ное), значений нагрузки, обеспечения пространственной жесткости и требований экономики. При выборе сетки колонн должны соблюдаться требования типизации и унификации.

Направление ригелей может быть продольным (вдоль здания) и поперечным . Устрой­ство ригелей поперек здания обеспечивает его повышен­ную пространственную жесткость. Такое расположение целесообразно в зданиях с большими оконными проема­ми в продольных несущих стенах, поскольку в этих слу­чаях на оконные перемычки не будет передаваться на­грузка от панелей перекрытия. Продольное расположе­ние ригелей в вытянутых в плане зданиях позволяет сократить число монтажных единиц, способствует улуч­шению освещенности помещений и т. п.

Для выбора конструктивной схемы перекрытия раз­рабатывают несколько вариантов таких схем и на осно­вании технико-экономического сравнения принимают наиболее экономичный. Наибольший расход бетона в пе­рекрытии (около 65 %) приходится на панели, поэтому разработка их рациональных решений имеет особо важ­ное значение. Это достигается прежде всего за счет уда­ления возможно большего количества бетона из растяну­той зоны с сохранением вертикальных ребер, обеспечи­вающих прочность и жесткость элемента, а также совершенствованием технологии изготовления конструк­ции и т. п.

По форме по­перечного сечения различают ребристые, многопустотные и сплошные панели.

Ребристые панели применяют преимущественно в промышленных зданиях. Ширина панелей 1,0...1,8 м че­рез 0,1 м, высота сечения панелей 25...35 см

Многопустотные панели, имеющие гладкие пото­лочные поверхности, применяют главным образом в граж­данском строительстве. Наибольшее распространение по­лучили панели с круглыми пустотами шири­ной 1,4...2,4 м через 0,1 м, высотой сечения 20...24 см. Панели с овальными пустотами, несмотря на лучшие показатели по расходу материалов, менее технологичны в изготовлении и в последнее время применяются редко

Сплошные панели могут быть однослойные и двухслойные с верхним слоем из легкого бетона; последние обладают высокими теплоизоляционными свойствами, малой звукопроводностью и применяются в чердачных перекрытиях.

Ширину плит при заданном типе и пролете назначают с учетом возможностей подъемно-транспортного оборудо­вания таким образом, чтобы масса плиты не превышала 1,5; 3; 5 т.

Все типы панелей с точки зрения статического расче­та, представляют собой однопролетную балку, загружен­ную равномерно распределенной нагрузкой, максималь­ные усилия в которой будут

. М = q₀l² / 8; Q =q₀l₀/ 2 )

где q = (g +v)b^l_f—полная нагрузка на 1 м плиты; g— постоянная нагрузка, кН/м²; v — временная нагрузка, кН/м²; b^l_f —ширина панели; l₀ — расчетный пролет, рав­ный расстоянию между линиями действия опорных ре­акций.

Высота сечения предварительно напряженных пане­лей (1/20...1/30)l ₀.

После установления размеров сечения плиты, задав­шись классом рабочей арматуры и бетона, выписывают их расчетные характеристики; затем производят расчет прочности плиты по нормальным и наклонным сечениям. При расчете по нормальным сечениям для ребристой пли­ты вводят эквивалентное тавровое сечение, а для многопустотной — двутавровое Расчетную ширину сечений принимают равной суммарной толщине всех ребер. В ребристых панелях производят также расчет прочности верхней полки на местный изгиб. В этом случае при отсутствии попереч­ных ребер из полки плиты мысленно выделяют полосу шириной 100 см, расчет которой производят как частично защемленной по концам балки проле­том l =b^l_f -bна действие пролетного и опорного момен­тов М = ql²/11. Далее выполняют расчет прогибов, трещиностойкости и проверку прочности плиты на монтажные нагрузки.

Класс бетона панелей В15...В25. Армируют панели сварными каркасами и сетками из горячекатаной арма­туры периодического профиля и обыкновенной проволоки. Рабочая продольная арматура панелей без предвари­тельного напряжения — класса А-Ш, предварительно на­пряженных — высокопрочная стержневая и канатная К-7. Сварные сетки плит укладывают в полках, каркасы — в ребрах. Монтажные петли из арматуры класса А-1 за­кладывают по четырем углам и приваривают к основной арматуре. Швы между панелями заполняют бетоном. Длину опирания панелей на кирпичные стены определя­ют расчетом кладки на местное смятие и принимают не менее 75 мм для панелей пролетов до 4 м и не менее 120 мм — для больших пролетов. В целях устранения местных напряжений при опирании вышележащих стен пустоты панелей в пределах опоры заделывают кирпич­ной кладкой, бетоном и т. п.

Сборные безбалочные перекрытия. Эти перекры­тия применяют при сетке колонн 6X6, 6X9, 9X9 м. Они состоят из капителей, надколонных и пролетных панелей. Капители опираются науширенияколонн, соединяются с ними шпонками и воспринимают на­грузку от надколонных панелей, идущих в двух взаимно перпендикулярных направлениях. Панели соединяются с капителью сваркой закладных деталей и, таким обра­зом, превращаются в неразрезную систему. Пролетная панель опирается на полки надколонных панелей и рабо­тает как плита, опертая по контуру. Классы бетона па­нелей В25 и ВЗО, колонн и капителей В15...В50. Рабо­чая арматура из стали класса А-Ш.

К сборным безбалочным перекрытиям относят также бескапительные перекрытия, возводимые методом подъ­ема этажей. Работа по возведению таких перекрытий производится в следущем порядке. Вначале устраивают фундаменты, устанавливают железобетонные колонны на высоту яруса (ярус до 15 м), устраивают подготовку пола 1-го этажа, по выровненной поверхности подготов­ки бетонируют одну над другой пакет железобетонных плит перекрытия, нанося между ними разделяющие слои, препятствующие сцеплению слоев бетона. В мес­тах, где колонны пересекают перекрытия, устраивают отверстия, усиленные стальными закладными деталя­ми — воротниками, предназначенными для увеличения прочности и жесткости плит на излом и продавливание. Подъем перекрытия на проектные отметки производят с помощью системы гидродомкратов, установленных на колоннах, после, чего осуществляют их закрепление.

№12. Монолитные ребристые железобетонныеперекрытия с плитами, опертыми по контуру

Существует два вида таких перекрытий. В перекры­тиях первого вида балки располагаются по осям колонн, шаг которых 4...6 м (рис. 9.8,а). Балки имеют одинако­вую высоту поперечных сечелий. Соотношение сторон плит 1...1,5. Перекрытия второго вида, называемые кес­сонными, отличаются более частым расположением ба­лок, отсутствием промежуточных колонн и малыми раз­мерами плит, не превышающими 2 м (рис. 9,8,6). Пе­рекрытия с плитами, опертыми по контуру, менее экономичны, чем с балочными плитами, при той же сет­ке колонн, но эстетически они выглядят лучше и приме­няются для перекрытия зданий общественного назначе­ния: вестибюлей, залов и т. п.

Плита, опертая по контуру, работает в двух направ­лениях и армируется сварными сетками, укладываемы­ми в пролете понизу, а у опор (над балками) — поверху. При пролетах плиты более 2,5 м применяют раздельное армирование. Нижнюю арматуру выполняют из двух сеток с одинаковой площадью сечения рабочей армату­ры в каждом направлении. В целях экономии одна сет­ка доводится до опор, а другая размещается в средней части и не доводится до опор на расстояние ^{14\, если плита примыкает к балке (рис. 9.8,г), или на '/в/1 при свободном опирании плиты. Верхняя арматура плиты (над балками) выполняется в виде сеток, у которых ра­бочие стержни располагаются в направлении, перпенди^ кулярном балке, и заходят в пролеты через один на расстояния '/4 L и '/6 L (рис. 9.8,в).

Для расчета плит, опертых по контуру, существуют два практических метода: по упругой стадии и по пре­дельному равновесию. Расчет по упругой стадии приме­няют для плит, в которых трещины не допускаются. Точный расчет плит, опертых по контуру, представляет достаточно сложную задачу теории упругости. Он сво­дится к интегрированию дифференциальных уравнений упругой пластинки. Для плит из однородного материала эта теория разработана достаточно подробно. Для прак­тических расчетов плит в упругой стадиисуществуют приближенные методы и составлены вспомогательные таблицы, позволяющие определить усилия в плитах при разных граничных условиях и нагрузках [24].Расчет плит, в которых по условиям эксплуатации допускаются трещины, производят методом предельного равновесия. При его использовании должна быть изве­стна схема разрушения конструкции. Опытами установ­лено, что в предельном состоянии по прочности в плите образуется ряд линейных пластических шарниров: на опорах — сверху вдоль балок, в пролетах — снизу по биссектрисам углов плиты и в середине пролета — вдоль длинной стороны плиты (рис. 9.8,5). Исходя из этого, плиту рассматривают как систему жестких дисков, сое­диненных между собой пластическими шарнирами по ли­ниям излома. Значение момента в пластическом шарни­ре на единицу его длины зависит от площади сечения ра­бочей арматуры А₃и определяется по формуле

М = RsА_sZ_в. (9.12)

В общем случае каждая панель плиты перекрытия испытывает действие шести изгибающих моментов: двух пролетных М\ и М₂ и четырех опорных М₃, М₄, М₅, М₆ (рис. 9.8, е).

Для обеспечения равновесия плиты необходимо и до­статочно, чтобы имело место равенство работ внешних Wq и внутренних W_Мусилий на возможных перемеще­ниях.для опорных и пролетных моментов

M=qL²/42

Для свободно опертой квадратной плиты все опор-ные моменты равны нулю, а пролетные — М1=М₂=М, тогда при обрыве одной нижней сетки на '/8 L от опоры

М =qL² /21. (9.20)

П осле вычисления моментов подбирают арматуру в пролетах и на опорах как для элементов прямоугольного сечения с одиночной арматурой.

В плитах, окаймленных по всему .контуру монолитно связанными с ними балками, возникает распор, повы­шающий их несущую способность. Поэтому при подборе арматуры значения моментов, определенные расчетом, следует уменьшать до 20%

Плиты, опертые по контуру, передают нагрузку на балки в соответствии с грузовыми площадями (рис. 9.8,ж). Балки рассчитывают как обычные неразрезные с.учетом перераспределения усилий. При этом расчет­ные пролеты принимают равными расстоянию между гранями колонн, а для крайних пролетов — между гра­нью колонны и осью опоры на стене.

Площадь сечения продольной рабочей арматуры впролетах определяют как для тавровых сечений, а на опорах — как для прямоугольных. И в пролетах и на опорах балки армируют сварными каркасами.

№13. Сборные Безбалочные перекрытия из жб

Особенностью безбалочных перекрытий является непосредственное опирание плит на капители колонн (рис. 9.10,а,б). Капители создают жесткое сопряжение перекрытия с колоннами в системе каркаса здания, уве-личивают прочность плиты на излом и обеспечивают плиту продавливания. В таких перекрытиях вследствие отсутствия выступающих ребер лучше используется объ­ем помещения, уменьшается строительная высота здания, сокращается объем стеновых материалов, улучшает­ся освещенность и проветриваемость помещений. Вслед­ствие этого безбалочные перекрытия широко применя­ют для многоэтажных складов, холодильников, мясо­комбинатов, гаражей. Они экономичны в зданиях с большими временными нагрузками (у>10 кН/м²) и квадратной сеткой колонн.

Безбалочные перекрытия бывают сборные, монолит- -ные и сборно-монолитные.

ШСборные безбалочные перекрытия. Эти перекры­тия применяют при сетке колонн 6X6, 6X9, 9X9 м. Они состоят из капителей, надколенных и пролетных панелей. Капители опираются науширения колонн, соединяются с ними шпонками (см. рис. 9.10,6) и воспринимают на­грузку от надколонных панелей, идущих в двух взаимно перпендикулярных направлениях. Панели соединяются с капителью сваркой закладных деталей и, таким обра­зом, превращаются в неразрезную систему. Пролетная панель опирается на полки надколонных панелей и рабо­тает как плита, опертая по контуру. Классы бетона па­нелей В25 и ВЗО, колонн и капителей В15...В50. Рабо­чая арматура из стали класса А-1П.

К сборным безбалочным перекрытиям относят также бескапительные перекрытия, возводимые методом подъ­ема этажей. Работа по возведению таких перекрытий производится в следущем порядке. Вначале устраивают фундаменты, устанавливают железобетонные колонны на высоту яруса (ярус до 15 м), устраивают подготовку пола 1-го этажа, по выровненной поверхности подготов­кибетонируют одну над другой пакет железобетонных плит перекрытия, нанося между ними разделяющие слои, препятствующие сцеплению слоев бетона. В мес­тах, где колонны пересекают перекрытия, устраивают отверстия, усиленные стальными закладными деталя­ми — воротниками, предназначенными для увеличения прочности и жесткости плит на излом и продавливание. Подъем перекрытия на проектные отметки производят с помощью системы гидродомкратов, установленных на колоннах, после чего осуществляют их закрепление.

№14. Монолитные Безбалочные перекрытия из жб

Особенностью безбалочных перекрытий является непосредственное опирание плит на капители колонн (рис. 9.10,а,б). Капители создают жесткое сопряжение перекрытия с колоннами в системе каркаса здания, уве-личивают прочность плиты на излом и обеспечивают плиту продавливания. В таких перекрытиях вследствие отсутствия выступающих ребер лучше используется объ­ем помещения, уменьшается строительная высота здания, сокращается объем стеновых материалов, улучшает­ся освещенность и проветриваемость помещений. Вслед­ствие этого безбалочные перекрытия широко применя­ют для многоэтажных складов, холодильников, мясо­комбинатов, гаражей. Они экономичны в зданиях с большими временными нагрузками (у>10 кН/м²) и квадратной сеткой колонн.

Безбалочные перекрытия бывают сборные, монолит- -ные и сборно-монолитные.

В Монолитные безбалочиые перекрытия. Они пред­ставляют собой гладкую плиту, опертую через капители

на колонны. Толщину плиты назначают из условия дос­таточной ее жесткости Н= (1/32... 1/35)/₂, где /₂ — раз­мер большего пролета плиты. Монолитную безбалочиую плиту армируют рулонными или плоскими сварными сетками, укладываемыми над колоннами и в пролетах. Над колоннами стержни укладывают поверху в двух направлениях, в середине плиты — понизу в двух на­правлениях. В пересечениях надколенных и пролетных по­лос необходима установка как нижней (рис. 9.10,г), так и верхней рабочей арматуры (рис. 9.10,в). Вблизи ко­лонн верхние сетки раздвигаются, либо в сетках устраи­вают отверстия с установкой дополнительных стержней, компенсирующих прерванную арматуру. Капители ар­мируют конструктивно, по углам ставят стержни диа­метром 8...10 Мм и охватывают их горизонтальными хо­мутами.

№15. В Сборно-монолитные безбалочные перекрытия. Та­кие перекрытия работают подобно монолитным, однако для их возведения не требуется устройства поддержива­ющих лесов и опалубки, что повышает индустриальность их возведения. Эти перекрытия укладывают по сборным панелям, надколенным и пролетным панелям.

Поскольку безбалочные перекрытия жестко соедине­ны с колоннами и работают с ними совместо, расчет их производят как элементов рам с жесткими узлами, рас­положенных в двух взаимно перпендикулярных направ­лениях. В сборном варианте такие рамы образуются ко­лоннами, капителями и надколонными плитами, в моно­литном •— колоннами и полосой перекрытия, равной по ширине расстоянию между серединами двух пролетов, примыкающих к соответствующему ряду колонн.

Раму вначале рассчитывают на невыгоднейшие ком­бинации постоянных и временных нагрузок как упругую систему с учетом переменной жесткости по длине элемен­тов. Затем строят объемлющую эпюру моментов и про­изводят перераспределение усилий с учетом допущения пластических деформаций [12]. Кроме того, предусматри­вают расчет на продавливание плиты по периметру ка­пители, а также расчет на излом панелей вдоль и по­перек перекрытия.

Расчет сборного перекрытия на продавливание про­изводят в сечениях, где очертание капители образует входящие углы или изменяется толщина плиты. Пред­полагается, что продавливание происходит по боковой поверхности пирамиды, боковые грани которой наклоне--

ны под углом 45° к горизонту. Прочность перекрытия бу­дет обеспечена при соблюдении условия (6.3).

Расчет плиты безбалочного перекрытия на излом про­изводят методом предельного равновесия. Эксперимен­тальные исследования показали, что наиболее опасными загружениями являются: полосовая нагрузка через про­лет и сплошная по всей площади.

При полосовом загружении в перекрытии образуются три линейных шарнира пластичности (рис. 9.10,<Э). Два -верхних располагаются на расстоянии а= (0,08...0,12)L от осей колонн, нижний — в середине пролета. Изгиба­ющие моменты, воспринимаемые на длине /₂ верхним и нижним пластическими шарнирами, равны: М1=RsА_s1Z1; М₂=RsА_s2Z2, где z11 и z₂ — плечи внутренней пары в опорном и пролетном сечениях. При сплошном загружении безбалочного перекрытия каждая панель разделяется пластическими шарнирами на четыре звена, поворачивающихся вокруг опорных ли­нейных пластических шарниров, оси которых располо- , жены в зоне капителей, обычно под углом 45° к рядам колонн (рис. 9.10, е).

Расчет сборных безбалочных перекрытий допускает­ся приближенным методом. В этом случае надколенные панели рассматривают как неразрезные балки, соеди­ненные с капителями, пролетные панели — как плиты, опертые по контуру. Изгибающий момент в пролетнойквадратной плите, учитывая частичное защемление в контурных ребрах:

М = qL²/27, (9.29)

где ^q— нагрузка на 1 м² плиты,.

Опорные и пролетные моменты надколенных панелей определяют как для иеразрезных балок с учетом пере­распределения усилий:

М, = М₂= qL²/16,

г де q—равномерно распределенная приведенная наг­рузка на 1 м длины надколенной панели; L — расчет­ный пролет панели, принимаемый равным расстоянию в свету между краями капителей, умноженному на 1,05. Капители рассчитывают в обоих направлениях как консоли на нагрузку от опорных реакций и моментов над-колонных плит. Рабочую арматуру укладывают по верху капители, стенки капители армируют конструктивно.

№16. Виды монолитных и сборных жб фундаментов. Классификация фундаментов

9 Фундаменты, так же как и перекрытия, являются неотъемлемой частью любого здания. В подавляющем большинстве случаев их выполняют из железобетона. Они передают нагрузку от опирающихся на них колонн или стен на основание. Фундаменты бывают трех типов: отдельные — под каждой колонной (рис. 10.1, а), ленточ­ные— под рядами колонн в одном или двух направлени­ях (см. рис. 10.5), а также под стенами (рис. 10.1,6), сплошные — под всем сооружением (рис. 10.1, в). Тип фундамента выбирают из сопоставления их стоимости, расхода материалов и трудовых затрат с учетом эксплуа­тационных и конструктивных требований. Отдельные фундаменты устраивают при относительно небольших нагрузках, хороших грунтах и достаточно редком распо­ложении колонн. При больших нагрузках и относительно слабых грунтах делают ленточные фундаменты. Послед­ние особенно целесообразны при неоднородных грунтах и различных по величине нагрузках. Если несущая спо­собность ленточных фундаментов недостаточна, то уст­раивают сплошные фундаменты.

Отдельные фундаменты

Ц Центрально-нагруженные фундаменты. Эти фунда­менты проектируют квадратными в плане.

®По форме они могут быть ступенчатыми (рис. 10.2, а) или пирамидальными (рис. 10.2,6). Последние экономичнее по расходу материалов, но сложнее в изго­товлении и применяются реже.

Обычно фундаменты проектируют так, чтобы нулевой цикл строительных работ мог быть закончен до монтажа колонн и произведена обратная засыпка грунта. Для этого верх фундамента располагают на 15см ниже уров­ня чистого пола. Устанавливают фундаменты на естест­венный грунт, бетонную, щебеночную или песчаную под­готовку толщиной 10 см.

По способу изготовления различают фундаменты сборные и монолитные. В большинстве случаев применя­ют монолитные фундаменты. Сборные устраивают, когда они невелики по размерам, в сложных геологических или суровых зимних условиях, а также когда применение их сокращает сроки строительства и дает экономию. Моно­литные фундаменты выполняют из бетона классов В 12,5... В15, сборные — В15...В20. Центрально-нагруженные фундаменты армируют сварными сетками классов А-П, А-1П с одинаковой арматурой в двух направлениях. Шаг стержней обычно принимают 150...200 мм, диаметр — не менее 10 мм. Минимальная толщина защитного слоя при возведении монолитного фундамента на бетонной подго­товке — 35 мм, при ее отсутствии — 70 мм, для сборных фундаментов — 30 мм.

Сборные фундаменты проектируют под сборные ко­лонны, монолитные фундаменты — как под сборные, так и под монолитные. Сборные колонны жестко заделывают в специальные гнезда—стаканы, оставляемые в фунда­менте при бетонировании (рис. 10.2, а, б). Закрепление колонн в стакане осуществляют посредством заливки це­ментного раствора между стенкой и колонной. Для же-сткого соединения монолитных колонн с фундаментами из последних выпускают арматуру с площадью сечения, рав­ной расчетной площади арматуры колонны у обреза фун­дамента (рис. 10.2, в). Выпуски арматуры фундамента стыкуют с арматурой колонны дуговой сваркой или вна­хлестку, без сварки. Стыки устраивают выше уровня по­ла. В пределах фундамента выпуски арматуры соединяют в каркасы хомутами и доводят до бетонной подготовки. Расчет фундамента состоит из двух частей: расчета основания (определяют форму и размеры подошвы) и те-ла фундамента (высоту фундамента, размеры его ступе­ней и сечения арматуры).

. Ленточные фундаменты

Ленточные фундаменты устраивают под сплошные стены (см. рис. 10.1,6) и под рядами колонн в виде от­дельных (рис. 10.5, б) или перекрестных лент (рис. 10.5, а).

3 Ленточные фундаменты под стенами. Их обычно делают сборными, собираемыми из отдельных блоков-подушек, на которые опираются фундаментные блоки. Блоки-подушки могут быть сплошные — прямоугольного и трапециевидного профилей, ребристые и пустотные. Наибольшее распространение получили сплошные блоки трапециевидного профиля. Они имеют простую геометри­ческую форму, армируются понизу одной сеткой и поэто­му более просты в изготовлении, чем блоки других типов. Блоки-подушки укладывают вплотную и с зазором. Шири­ну их определяют из расчета основания — делением нор­мативной нагрузки на сопротивление грунта. Расчет прочности подушки производят только в поперечном на­правлении, рассматривая выступы как консоли, загру­женные реактивным давлением грунта р(без учета мас­сы подушки и грунта на ней). Площадь арматуры под-бирается по моменту М=р1²/2, где / — вылет консоли (см. рис. 10.1, б).

Толщину сплошной подушки Н назначают из условия воспринятия поперечной силы С?=р/ одним бетоном (без поперечного армирования), принимая ее не менее 200 мм. в Ленточные фундаменты под рядами колонн (рис. 10.5,и, б). Их выполняют обычно монолитными, тавро­вого сечения с полкой понизу. В продольном направлении отдельная лента работает на изгиб, как балка, находя­щаяся под воздействием, сосредоточенных нагрузок от_ колонн и отпора грунта снизу. Ребра армируют подобно неразрезным балкам. Продольную арматуру определяют расчетом прочности нормальных сечений на изгибающий момент, поперечную— расчетом наклонных сечений на поперечную силу. Фундаменты армируют сварными или вязаными каркасами. При армировании сварными кар­касами в ребре должно быть не менее двух каркасов при 6<400 мм, не менее трех — при 6 = 400...800 мм и не ме­нее четырех—при 6>800мм. Плоские каркасы объединя­ют в пространственные. Для этого к верхним продольным стержням приваривают соединительные стержни или на них укладывают сварные сетки.

Поскольку в процессе возведения и эксплуатации со­оружения возможно неравномерное загружение фунда­мента и его неравномерная осадка, в ребрах укладывают непрерывную продольную верхнюю и нижнюю арматуру в количестве р,=0,2...0,4 %.

Свесы полок тавра работают под воздействием отпора грунта как консоли, защемлённые в ребре. Толщину пол­ки назначают из условия, чтобы в ней не требовалась ар­матура для воспринятия поперечной силы. Для армиро­вания полок целесообразно применять сварные сетки с рабочей арматурой в двух направлениях/При этом по­перечные стержни используют как арматуру полки, а продольные включают в площадь нижней рабочей ар­матуры.

При расчете фундаментные ленты большого попереч­ного сечения и сравнительно малой длины при небольших расстояниях между колоннами можно считать абсолют­но жесткими, поскольку деформации конструкции малы по сравнению с деформациями основания. Распределение давления по подошве таких фундаментов можно прибли­женно принимать по линейному закону.

Абсолютно жесткий ленточный фундамент рассчиты-вают как статически неопределимую балку, на которую сверху действует нагрузка от колонн, а снизу — реактив­ный отпор грунта. Размеры площади подошвы фунда­мента в этом случае устанавливают как для фундамен­тов, нагруженных внецентренно (или центрально) вдоль ленты. При симметричном загружении ленты вдоль ее оси эпюра давления на грунт имеет вид прямоугольника, при несимметричном — трапеции.

Фундаментные ленты большой длины, загруженные колоннами, расположенными на значительных расстоя­ниях, считаются гибкими, поскольку их перемещения со­измеримы с перемещениями основания. Железобетонные гибкие ленточные фундаменты рассчитывают как балки на упругом основании. При этом широкое применение нашли два метода расчета. Метод, основанный на гипо­тезе Винклера, предполагает, что величина осадки в ка­кой-либо точке основания прямо пропорциональна дав­лению, приложенному к этой точке и не зависит от осадки других точек. Согласно другому методу грунт рассматривают как однородное упругое тело, бесконечно простирающееся вниз и в стороны и ограниченное сверху плоскостью. Такое основание принято называть упругим полупространством. Расчет железобетонных ленточных фундаментов как балок на упругом основании и упругом полупространстве детально разработан и изложен в спе­циальной литературе [18].

. Сплошные фундаменты

0 Конструктивные решения сплошных фундаментов аналогичны решениям монолитных железобетонных пере­крытий и могут проектироваться как ребристые или без­балочные плиты, загруженные снизу отпором грунта, а сверху — сосредоточенными или распределенными на­грузками от колонн или стен.

В ребристых плитах ребра располагают сверху или снизу плиты. Последнее решение предпочтительнее, осо­бенно в зданиях с подвалом, поскольку в этом случае не требуется устройства опалубки рёбер (бетон можно укла­дывать в траншеи) и упрощается устройство пола под­вала. Безбалочные плиты целесообразны при сетке ко­лонн, близкой к квадратной (см. рис. 10.1, в). Применяют также коробчатые (рамные) фундаменты под многоэтаж­ные здания и некоторые другие высокие сооружения. Онисостоят из верхней и нижней плит и системы продольных и поперечных вертикальных ребер (диафрагм).

Особенности расчета сплошных фундаментов изложе­ны в [18].

Свайные фундаменты

^Свайные фундаменты применяются при возведении зданий и сооружений на грунтах с недостаточной несу­щей способностью. Они состоят из группы свай, объеди­ненных поверху ростверком — железобетонной плитой (балкой). По сравнению с фундаментами на естествен­ном основании применение свайных фундаментов умень­шает объем земляных работ, снижает трудоемкость нуле­вого цикла, облегчает производство работ в зимнее время@По характеру работы раличают сваи-стойки, опи­рающиеся на твердый грунт, и висячие сваи, нагрузка на которые воспринимается грунтом как по площади попе­речного сечения сваи, так и силами трения по ее боковой поверхности (рис. 10.6). В отечественной практике изве­стно более 150 видов свай, отличающихся материалом, способом'устройства и т. п., однако наибольшее распро­странение получили железобетонные сваи.

По форме поперечного сечения различают железо­бетонные сваи сплошные и полые (пустотелые и сваи-обо­лочки). При диаметре поперечного сечения до 800 мм и наличии внутренней полости сваи называют пустотны­ми, при диаметре более 800 мм — сваями-оболочками.

При небольших нагрузках широко применяют сваи квад­ратного сплошного сечения (цельные и составные) раз­мером от 200X200 мм до 400X400 мм, длиной З...16м без предварительного напряжения продольной арматуры и 3...20 м с предваритель­ным напряжением. Сваи без предварительного на­пряжения изготовляют из бетона класса В15, арма­туры классов А-П, А-ПГ, диаметром не менее 12мм. В верхней части сваи, непосредственно воспринимающей удар молота, устанавливают 3...5 сеток из арматурной проволоки на расстоянии 5см друг от друга. В средней части распола­гают две строповочные петли. Шаг поперечной (спиральной) арматуры принимают у концов сваи 50 мм, в средней части 100...150 мм (рис. 10.7). Сваи с предварительно напряженной продольной 'арматурой изготовляют из бетона В20...В25; по сравнению со сваями без предварительного напря­жения арматуры они эко­номичней (по расходу ар­матуры) и поэтому пред-

почтительней. Полые круглые сваи и сваи-оболочки при­меняют при больших нагрузках. Их изготовляют звень­ями длиной 2...6 м. Стыки звеньев могут быть болтовы­ми, сварными или на вкладышах.

Несущая способность фундаментов на сваях-стойках (при любой их расстановке в плане) равна сумме несу­щих способностей отдельных свай, а несущая способность свайных фундаментов на висячих сваях зависит от числа свай, их расстановки в плане, формы, размеров попереч­ного сечения и длины.

Сваи и свайные фундаменты рассчитывают по пре-дельным состояниям. По предельным состояниям первой группы определяют несущую способность свай по грун­ту, прочность материала свай и ростверков [27]; по пре­дельным состояниям второй группы рассчитывают осадки свайных фундаментов, образование и раскрытие трещин в железобетонных фундаментах и ростверках. Помимо этого сваи рассчитывают по прочности на воспринятое усилий, возникающих при монтаже, транспортировке, а также при выемке свай из пропарочных камер.

№17. Основные элементы каркаса одноэт пром зд

Виды одноэтажных промышленных зданий

Промышленные здания проектируют одноэтажными и многоэтажными. В настоящее время в отечественной индустрии наибольшее распространение получили одно­этажные промышленные здания — их доля в общем объ­еме промышленных зданий составляет около 70 %. В од­ноэтажных зданиях размещают производства с тяжелым и громоздким оборудованием, которое нельзя разместить на перекрытиях многоэтажных зданий, так как они по­лучатся слишком мощными и неэкономичными. Условия размещения и эксплуатации оборудования, а также не­обходимость изменения в будущем технологического про­цесса требуют крупной сетки колонн и большой высоты здания. Одноэтажные здания во многих случаях оборуду­ют мостовыми и подвесными кранами значительной гру­зоподъемности, создающими большие усилия в несущих элементах здания. Одноэтажные здания широко распро­странены в металлургической, машиностроительной, дру­гих отраслях промышленности.

Существуют следующие разновидности одноэтаж­ных промышленных зданий: однопролетные и многопро­летные; здания без мостовых кранов (50 %), с подвесны­ми (15 %) и с мостовыми кранами (35 %); здания с фо­нарями и бесфонарные; здания со скатной и малоуклон­ной кровлей.

Рекомендуется проектировать одноэтажные про­мышленные здания прямоугольными в плане, с одинако­выми пролетами, без перепадов высот во избежание сне­говых мешков.

Вопрос о выборе материала несущего каркаса должен решаться на основе технико-экономического анализа. Ос­новным материалом для.одноэтажных промышленных зданий является сборный железобетон. Из него возводят здания, обеспечивающие 85 % производственных площа­дей, тогда как из металла — лишь 12 %, а из других ма­териалов— 3 %. Стальные несущие конструкции реко­мендуют применять при больших пролетах и высотах здания (Я^=18м), в зданиях с тяжелым крановым обо­рудованием, при необходимости установки мостовых кра­нов в двух ярусах, строительстве в отдаленных районах и т. п.

Возможно применение в одном здании железобетон-ных и металлических несущих конструкций (например, колонн из железобетона, стропильных конструкций и под­крановых балок из стали).

. Конструктивные схемы зданий

О Современные одноэтажные производственные зда--ния в подавляющем большинстве случаев решаются по каркасной схеме. Каркас здания может быть образован из плоских элементов, работающих по балочной схеме ^(стропильных конструкций — ригелей, на которые опира­ются плиты покрытия, и колонн, заделанных в фунда-_чменты), или включать в себя пространственную конструк­цию покрытия (в виде оболочек, опертых на колонны). Оболочки более эффективны в работе, позволяют пере­крывать большие пролеты, дают экономию бетона и ар­матуры до 30 %, но пока более сложны в производстве работ и требуют в ряде случаев специальных устройств (эстакад) при оборудовании здания мостовыми кранами. Балочная схема проще, обеспечена обширной производ­ственной базой и получила широкое распространение.

Пространственный каркас здания (рис. 11.1, а) услов­но расчленяют на поперечные и продольные рамы, каж­дая из которых воспринимает горизонтальные и верти­кальные нагрузки.

Основным элементом каркаса является поперечная рама, состоящая из колонн, защемленных в фундаментах, ригелей (фермы, балки, арки) и покрытия под ним в ви­де плит (рис. 11.1,6). Плиты покрытия привариваются к ригелям не менее чем в трех точках с помощью заклад­ных деталей, швы тщательно замоноличиваются, при этом покрытие образует жесткий в своей плоскости диск. Ригели обычно соединяются с колонной шарнирно. В этом случае достигается простота монтажа и независимая ти­пизация ригелей и колонн, поскольку при таком соеди­нении приложенная к ригелю нагрузка не вызывает в стойках изгибающих моментов. Поперечная рама вос­принимает нагрузку от массы покрытия, снега, кранов, стен, ветра и обеспечивает жесткость здания в попереч­ном направлении.

В продольную раму включается один ряд колонн в пределах температурного отсека и продольные конст­рукции: подкрановые балки, вертикальные связи, распор­ки по колоннам и конструкции покрытия (рис. 11.1, б).Продольная рама обеспечивает жесткость здания в про­дольном направлении и воспринимает нагрузки от про­дольного торможения кранов и ветра, действующего в то­рец здания.К элементам каркаса относятся также фахверковые колонны, несущие нагрузку от стеновых панелей и вос­принимаемого ими ветра. Стеновые панели могут быть навесными и самонесущими.

При разработке конструктивной части проекта одно­этажного промышленного здания инженеру приходится решать ряд вопросов, основными из которых являются: выбор и компоновка конструктивной схемы, статический расчет поперечной рамы, стропильных и подстропильных конструкций, плит покрытия, колонн, фундаментов и их конструирование.

№18. Обеспечение жесткости и устойчивости здания. Связи.

Каркас здания должен обладать пространственной жесткостью, которая условно оценивается величиной упругих смещений элементов каркаса, происхо­дящих под влиянием различных силовых воздействий. В зданиях с карка­сами из сборных железобетонных элементов с применением крупнораз-

мерных плит жесткость покрытия и каркаса здания в целом обеспечивает­ся связями и диском покрытия, образуемым из плит. В покрытиях с про­гонами жесткость обеспечивается только связями.

Несколько большие требования в отношении к жесткости каркасов предъявляются к зданиям, оборудованным во всех пролетах мостовыми кранами грузоподъемностью свыше 30 т, либо в части пролетов кранамигрузоподъемностью свыше 50 т, а также к зданиям большой высоты. Для таких зданий недостаточно обычных вертикальных связей по колоннам и диска покрытия из крупноразмерных плит, поэтому приходится приме­нять и горизонтальные стальные связи. При наличии в здании мощных кранов прочных сварных швов, присоединяющих плиты к фермам, ока­зывается недостаточной. В этих случаях предусматривают облегченную связь плит с фермами (приварка по двум углам) и упругую прокладку в швах между плитами. Плиты используют только как распорки между фермами, а диск заменяют горизонтальными стальными связёвыми фер­мами по верхним поясам стропильных ферм.

Вертикальные и горизонтальные связи обеспечивают жесткость и не­изменяемость покрытия и здания в целом и являются соответственными элементами каркаса здания. Кроме того, эти связи воспринимают гори­зонтальные ветровые нагрузки, действующие на торцы здания, горизон­тальные тормозные нагрузки от мостовых кранов и подвесных электриче­ских кран-балок, а также создают устойчивость сжатых поясов несущих конструкций зданий, стропильных балок и ферм.

К вертикальным относятся связи по колоннам и связи, располагаемые вдоль продольных осей, на уровне опорных частей несущих конструкций покрытий, связи фонарей и ферм покрытий, а также связи подвесных пу­тей. Связи по колоннам создают жесткость, геометрическую неизменяе­мость продольной рамы здания, собирают все горизонтальные усилия с покрытия и продольных рам здания и передают их на фундаменты. Эти связи выполняются из стальных уголков, которые приваривают при мон­таже к закладным деталям колонн. Связи по колоннам устанавливают в каждом ряду в середине температурного блока; при этом следует иметь в виду, что при установке таких связей в двух смежных ячейках продоль­ной рамы становятся затруднительными деформации от перепада темпе­ратуры, что в свою очередь вызывает нежелательные дополнительные на­пряжения в элементах каркаса здания. Поэтому установка вертикальных связей в двух ячейках температурного блока не рекомендуется.

Вертикальные связи по элементам покрытия решаются в зависимости от принятой схем конструкций покрытия. Так, в зданиях со скатной кров­лей с типовыми конструкциями стропильных балок и ферм, имеющими высоту на опоре 800...900 мм, вертикальные связи в уровне верха колонн и опорных частей балок и ферм обычно не ставят. В этом случае горизон­тальные силы с диска покрытия передаются непосредственно через опор­ные части ферм и балок, имеющих определенную жесткость из своей плоскости. Поэтому изгибающий момент от горизонтальной силы, пере­даваемой с небольшим плечом, должен быть воспринят креплением бал­ки или фермы к колонне через закладной листВ зданиях с плоской кровлей, где высота типовых балок составляет 1200... 1500 мм, а ферм — 2700 мм, а иногда и более при принятых спосо­бах соединения сборных конструкций рассчитывать на передачу гори­зонтальных сил на колонны без связей нельзя. В крайних ячейках темпе­ратурного блока здания по продольным осям, между опорными стойками ферм либо между опорными утолщениями балок устанавливают связи. Такого же типа связи следует применять и в зданиях со скатными кровля­ми при использовании балок и ферм с высотой более 1000 мм. Связи-рас­порки также следует предусматривать и в высоких зданиях павильонного типа со скатной кровлей. Необходимость связей-распорок в таких здани­ях обусловливается тем, что связевая панель доходит до верха колонн, и в этом случае при отсутствии распорок все ветровые нагрузки должны были бы передаваться через сварные швы крепления плит в связевой па­нели. Этих швов недостаточно, и поэтому необходимо вводить распорки в уровне оголовков колонн для передачи ветровых нагрузок по всем свар­ным швам.

Стальные связи покрытий зданий с плоской кровлей с шагом колонн 6 и 12 м без подстропильных конструкций состоят из вертикальных свя­зей-ферм с номинальной длиной 6 или 12 м и высотой, соответствующей высоте балок и ферм, и связевых линейных элементов — распорок и рас­тяжек— с номинальной длиной также 6 и 12 м.

Стальные связи покрытия рассчитывают на ветровые нагрузки, дей­ствующие на торцы здания, переданные через стойки торцового фахверка на жесткий диск покрытия и на торцовые колонны. Усилия со связей по­крытия через распорки передаются на вертикальные связи колонн.

Сечения элементов связей подбирают из условий минимальной гиб­кости сжатых стержней А, = 200, и лишь в зданиях пролетом 24 м и более, а также в высоких зданиях приходится подбирать сечение элементов свя-.зей по расчету на прочность.

Вертикальные связи покрытий располагают по средним рядам ко­лонн — по их оси, а по крайним рядам колонн — со смещением связей на 150 мм от оси внутрь пролета. В нижних узлах связи крепят к столикам, привариваемым к закладным деталям колонн, а в верхних узлах — к за­кладным деталям на верхней плоскости концевых частей смежных стро­пильных ферм (рис. 233) или балок. Во всех случаях следует строго со­блюдать следующее условие: связи поверху должны быть прикреплены так, чтобы усилия с обоих смежных пролетов передавались на колонны; при этом не допускается соединять поверху стропильные фермы или бал­ки из смежных пролетов, поскольку несущие конструкции покрытия при этом могут быть превращены в неразрезные, на что они не рассчитаны. Для этого приходится предусматривать переходные детали (рис. 234), ко­торые могут передавать лишь продольные усилия. Если это условие несоблюдается и связи крепятся к общей накладке, соединяющей две смеж­ные стропильные конструкции, то в верхней зоне балок и ферм, вблизи закладных деталей, появляются трещины.

Если в зданиях с плоской кровлей по крайним рядам колонн с шагом 12 м предусматриваются дополнительно колонны продольного фахверка с шагом 6 м, то вертикальные связи пролетом 6 м и распорки крепятся с одной стороны к основным колоннам и с другой — к колоннам фахверка (рис. 235).

В зданиях с подстропильными конструкциями продольная жесткость покрытия и колонн на уровне их верха обеспечивается подстропильными балками или фермами, прикрепленными к колоннам (рис. 236). В этом случае необходимость в вертикальных связях и распорках на уровне опорных частей стропильных конструкций отпадает, так как продольная жесткость каркаса получается значительно большей, чем при стальных связях (см. рис. 227).

При большой ветровой нагрузке, передаваемой на покрытие (напри­мер, в высоких зданиях больших пролетов), несущая способность свар­ных соединений плит со .стропильными конструкциями оказывается не­достаточной. В этом случае значительная часть ветровой нагрузки, при­ходящейся на торец здания, должна передаваться на специальные конст­рукции, например, горизонтальные ветровые фермы, проектируемые в торце здания, преимущественно на уровне крановых путей (рис. 237Иногда покрытие не может рассматриваться как жесткий диск, напри­мер, в зданиях с мостовыми кранами тяжелого режима работы, при кото­рых величина горизонтальных поперечных сил превышает допускаемую

на плиту. Тогда приходится устраивать стальные горизонтальные связи на уровне верхнего пояса ферм, полностью воспринимающие горизон­тальные усилия, а плиты покрытия можно приваривать в двух местах по концам одного из продольных ребер и рассматривать только как распор­ки, обеспечивающие развязку из плоскости поясов стропильных конст­рукций.

19. Основные виды покрытий одноэт пром зд.. Железобетонные плиты покрытий

В настоящее время существует целый ряд типов плит (панелей) покрытий, решаемых по беспрогонней схеме, и постоянно разрабатываются новые конструктивные ре­шения. Наибольшее распространение получили плиты пролетом 12 м (рис. 11.9, а) и 6 м, шириной 3 м (основ­ные) и 1,5 м (доборные) с двумя продольными и попереч­ными ребрами. Основная продольная арматура выполня­ется предварительно напряженной. Полка армируется сварной сеткой, поперечные ребра — сварными каркаса­ми. Толщина полки принимается 2,5 см для плит проле­том 12 м и 3 см для плит пролетом 6 м. Бетон плит /= = 12 м классов ВЗО...В40, плит /=6 м—В15...ВЗО. В ря­де случаев уменьшают высоту сечения продольных ребер к опоре, что дает экономию бетона (до 9 %) и снижает стоимость конструкции. Поскольку нагрузка от собствен­ной массы плит покрытия составляет значительную долю от полной нагрузки, целесообразно изготовлять их из бе­тона на легких заполнителях (-у=18 кН/м³), что снижа­ет массу конструкций до 25 %.

Расчет плит в продольном направлении производят как однопролетных свободно опертых балок таврового сечения на совместное действие постоянных (от массы плиты и кровли) и временных (от снега) нагрузок.

Полка плиты в зависимости от расстояния между по­перечными ребрами рассчитывается как неразрезная ба­лочная плита или плита, опертая по контуру (см. гл. 9). Наиболее сложное напряженное состояние в плите возникает в опорных сечениях, которые усиливаются вута-ми и армируются дополнительными сетками.

Весьма экономичными и простыми в изготовлении являются плиты типа «2Т» размерами-, 3X6, 3X12 м при поперечном расположении ригелей) и 3X18, 3X24 м (при продольном) (рис. 11.9,6). К недостаткам этих конструкций относится сложность устройства продоль­ных швов между плитами.Существует два способа изготовления этих плит: пол­ка плиты и ребра бетонируются совместно; продольные предварительно напряженные ребра изготовляют зара­нее из бетона класса В40, а затем бетонируют полку. Связь ребер с полкой обеспечивают за счет устройства выпусков арматуры и сцепления бетона. Раздельное из­готовление экономичнее, поскольку позволяет снизить класс бетона полок до В15. Продольная арматура ре­бер — из высокопрочной стали, полка армируется сетка­ми. В продольном направлении плиты рассчитывают как свободно опертые однопролетные балки таврового сече­ния, в поперечном — учитывается разгружающее влияние свесов полок.

Плита крупноразмерная железобетонная сводчатая К.ЖС представляет собой короткую цилиндрическую обо­лочку с предварительно напряженными ребрами — диа­фрагмами сегментного очертания (рис. 11.9,в). Размеры плит в плане 3X12, 3X18 и 3X24 м. Очертание поверхно­сти оболочки принимают по квадратной параболе. Тол­щина оболочки не должна быть менее 30 мм в середине пролета с утолщением до 140...160 мм у торцов. Высоту поперечного сечения плиты в середине пролета принима­ют (1/15...1/20) Iв зависимости от пролета и нагрузки. Для уменьшения массы плиты диафрагмы проектируют минимальной толщины (40 мм) с вертикальными ребра­ми жесткости. Основную напрягаемую арматуру распо­лагают в нижней части диафрагмы. По концам напряга­емых стержней предусматривают анкерные детали, обе­спечивающие надежное закрепление рабочей арматуры в бетоне опорного узла. Эта арматура играет роль затяж­ки рассматриваемой сводчатой системы. Диафрагму ар­мируют сварными каркасами только в опорных зонах, в вертикальных ребрах устанавливают стержни-подвес­ки. Армируют оболочки сварной сеткой, подбираемой по расчету. Сопряжение оболочки с диафрагмой выполняют с помощью пологих вутов.

Плиты КЖС проектируют из бетонов классов В25... ...В50 в зависимости от пролетов и нагрузок. При расчете плиту рассматривают как цилиндрический свод, работа-ющий совместно с. диафрагмами. Полагают, что вдольнаправляющей оболочки действует только продольная сила Л^, поперек — поперечные силы (2 и изгибающие моменты М (см. рис. 11.9, в).

Изгибающий момент в системе «оболочка-—диафраг­ма» (в продольном направлении) воспринимается растя­нутой арматурой диафрагм и полкой (оболочкой), рабо­тающей на сжатие. В соответствии с этим необходимую площадь сечения рабочей арматуры диафрагмы А₃,а и толщину оболочки Н определяют из условий:

А,.л = М/(RsZ), Н = М/(RbyZb_t,),

где М — изгибающий балочный момент в рассматривае­мом сечении от расчетных нагрузок; z— расстояние от срединной поверхности оболочки до оси рабочей армату­ры; y — коэффициент условий работы;b_t— ширина па­нели поверху.

Расчет плит КЖС на поперечную силу, по деформа­циям, образованию и раскрытию трещин рассмотрен в [9].

Плиты КЖС экономичны, достаточно просты в изго­товлении. Наиболее существенным их недостатком явля­ется трудоемкость устройства кровли по криволинейной поверхности.

Наряду с КЖС разработаны крупноразмерные плиты покрытий типа П размерами 3X18, 3X24 м под маяоук-лонную кровлю (рис. 11.9, г). Достоинство этих плит по сравнению с плитами КЖС — упрощение работ по уст­ройству кровли, а стоимость плит типа П с учетом экс­плуатационных расходов примерно равна стоимости плит КЖС. Общим недостатком крупноразмерных плит явля­ется усложнение устройства внутренних коммуникаций в уровне покрытия.

В последние годы предложены технические решения плит покрытия, направленные на снижение расхода ма­териалов и трудоемкости возведения. К ним относятся плиты с решетчатыми ребрами под малоуклонную кров­лю 3X18, 3X24 м, а также неразрезные ребристые пли­ты 3X24 м, укладываемые по стропильным конструкци­ям шагом 6 м.

В некоторых республиках нашей страны и за рубежом применяют также гиперболические панели-оболочки, плиты типа «Динакор» с квадратными пустотами и т. п. Однако использование их весьма ограничено из-за слож­ностей устройства кровли или изготовления панелей.

№20. Железобетонные стропильные балки, фермы и плиты

• Железобетонные стропильные балки применяют для перекрытия пролетов 6, 9, 12 и 18 м. При пролетах 24 м и более они уступают фермам по технико-экономи­ческим показателям и, как правило, не используются. Балки пролетами 6 и 9 м предназначены преимуществен­но для покрытия пристроек, а балки пролетом 12 м — в качестве поперечных или продольных ригелей покры­тия. Балки пролетом 18 м применяют в качестве попереч­ных ригелей, по которым укладывают плиты 3X6 или 3X12 м.

В зависимости от профиля кровли балки бывают дву­скатными (рис. 11.10,а, б), односкатными, с параллель­ными полками (рис. 11.10, в), ломаным или криволиней­ным очертанием верхней полки.

Ц, Двускатные балки имеют уклон верхней полки 1 : 12 для скатных кровель, 1 : 30 — для малоуклонных кровель. Вследствие своей экономичности они получили наиболее широкое распространение для покрытий пролетов 18 м. Определенные трудности при их изготовлении связаны с устройством каркасов переменной высоты. При необхо­димости пропуска коммуникаций в уровне покрытия (воздуховоды и т.п.) используют двускатные решетча­тые балки пролетом 12 и 18 м (рис. 11.10,6).

Односкатные балки обычно применяют для устрой­ства кровли с односторонним уклоном, например в при­стройках.

Балки с параллельными полками наиболее просты в изготовлении, имеют арматурные каркасы постоянной высоты и применяются в качестве продольных ригелей при горизонтальных кровлях. Однако по расходу бетона и арматуры они уступают двускатным.

Балки с ломаным и криволинейным верхним поя­сом, несмотря на экономичность, не нашли широкого при­менения вследствие сложной технологии их изготовления.

Высота сечения балок в середине пролета (1/10... ...1/12) /.

В целях экономии бетона сечение балок принимают тавровым (при /—6; 9 м) и двутавровым (/=12; 18 м). Ширину верхней полки балок из условия опирания плит покрытия и обеспечения устойчивости при транспортиро­вании и монтаже принимают равной (1/50...1/60) /, что обычно составляет 20...40 см. Ширину нижней полки(25...30 см) определяют из условия размещения в ней растянутой арматуры, прочности бетона пояса при дей« ствии усилия обжатия, а также условия опирания на ко­лонны. Толщину вертикальной стенки всредней частипролета (6...8 см) назначают из условий изготовления балки (в вертикальном положении) и размещения попе­речной арматуры (одного или двух каркасов). У опор стенка утолщается для обеспечения прочности и трещи-нестойкости опорных сечений. Бетон балок классов В25...В40.Все типы балок пролетами 12...18 м выполняют пред­варительно напряженными, как правило, с натяжением на упоры. Для исключения образования и раскрытия тре­щин в верхней зоне от усилий, возникающих при отпус­ке нижней арматуры, в ряде случаев в верхней зоне раз­мещают напрягаемую арматуру Л₅₀ = (0,15...0,2) А_зр. Поперечную и продольную монтажную арматуру выпол­няют из сталей классов А-1, А-П1. В опорных частях ба­лок, где возникают большие усилия от реакций опор и предварительного обжатия, устанавливают дополни­тельную арматуру в виде сеток и вертикальных стерж­ней.

Нагрузки на балку от веса покрытия и снега переда­ются через ребра плит в виде сосредоточенных сил. При числе их более четырех нагрузка заменяется эквивалент­ной равномерно распределенной. Нагрузки от подвесно­го транспорта и коммуникаций передаются на балку в виде сосредоточенных сил.

Балки рассматриваются как шарнирно опертые эле­менты с расчетным пролетом, равным расстоянию меж­ду линиями действия опорных реакций.

Подбор продольной и поперечной рабочей арматуры, расчет прогибов и трещиностойкости балок производятся как для обычного элемента таврового или двутаврового сечения. При расчете нормальных сечений двускатных балок необходимо учитывать, что сечение, где требуется наи­большая площадь продольной растянутой арматуры, не совпадает с серединой пролета, где действует макси­мальный изгибающий момент. Это объясняется тем, что по мере удаления от середины балки рабочая¹ высота ее на некотором участке уменьшается быстрее, чем внеш­ний изгибающий момент. При уклоне верхней полки 1 : 12 опасное сечение находится на расстоянии 0,37/ от опоры.

. Железобетонные стропильные фермы

ф Железобетонные стропильные фермы применяют в качестве ригелей покрытий промышленных и общест­венных зданий при пролетах 18, 24, 30 м и шаге 6 и 12 м. При больших пролетах железобетонные фермы получа­ются тяжелыми, неудобными при транспортировании, трудоемкими в монтаже и могут применяться лишь при специальном обосновании. Фермы устанавливают на колонны или крепят к подстропильным фермам с помощью анкерных болтов или сварки закладных опорных элемен­тов. По фермам укладывают плиты покрытий и кровлю. Очертание стропильных ферм зависит от профиля кровли и общей компоновки покрытия. Для зданий со скатной кровлей как типовые фермы применяют: сег­ментные раскосные с верхним поясом ломаного очертания (рис. 11.11, а, ж) и безраскосные арочного очерта­ния (рис. 11.11,6, и), для зданий с плоской кровлей — раскосные с параллельными поясами (рис. 11.11, г). Для нетиповых решений возможны и другие виды ферм: ароч­ные раскосные с разреженной решеткой (рис. 11.11,0), полигональные (рис. 11.11,5), треугольные (рис. .П.П.е), с нижним ломаным поясом (см. рис. 11.11,<3). Наиболее рациональны с точки зрения статической работы сегментные и арочные раскосные фермы. В сегментных раскосных фермах (см. рис. 11.11, а, ж) усилия в поясах по длине изменяются мало, а в эле­ментах решетки — невелики. Это объясняется тем, что очертание верхнего пояса близко к кривой давления. До­стоинством этого типа ферм также является то, что не­большая высота у опор приводит к уменьшению высоты стен здания и суммарной длины решетки. К числу недостатков следует отнести повышенную трудоемкость ра« бот, связанных с устройством скатной кровли,

в В последние годы широкое распространение полу­чили безраскосные арочные фермы (рис. 11.11,6, и), ко­торые отличаются простотой и удобством изготовления. Особенно целесообразно безраскосные фермы применять в зданиях, где межферменное пространство используется для коммуникаций, технических этажей, а также в цехах с насыщенным подвесным транспортным оборудованием. Эти фермы часто используются для устройства плоской кровли путем установки дополнительных стоек. Недо­статком этого типа ферм является то, что в стойках и по­ясах фермы возникают значительные изгибающие мо­менты, для воспринятая которых требуется дополнитель­ный расход арматуры, что приводит к увеличению стоимости ферм.

© Железобетонные фермы с параллельными поясами обеспечивают более простое устройство плоской кровли. Однако они имеют большую высоту на опорах, что поми­мо увеличения высоты наружных стен приводит к необ­ ходимости устройства вертикальных связей между фер­ мами в плоскости опорных стоек. По расходу бетона такие фермы уступают, сегментным и арочным. Предложен­ ное в последние годы техническое решение, предусматри­ вающее отведение части предварительно напряженной арматуры из нижнего пояса в растянутые раскосы (рис, 11.11,к), позволяет улучшить их технико-экономические показатели.

Расстояние между узлами верхнего пояса рассмот­ренных типов ферм принимается равным ширине плиты покрытия (3 м) в целях обеспечения узловой передачи нагрузки.

© Арочные раскосные фермы (рис. 11.11, б) имеют мощный криволинейный пояс кругового очертания и лег­кую разреженную решетку. В таких фермах допускается неузловая передача нагрузки от плит покрытия. Возни­кающие при этом изгибающие моменты от вертикальной нагрузки уменьшаются за счет моментов обратного зна­ка, создаваемых эксцентрично приложенными продоль­ными сжимающими усилиями в верхнем поясе (рис. 11.11,«). По экономическим показателям эти фермы при' пролетах 18...24 м несколько дороже сегментных, а при пролетах 30 м и более — экономичнее.

ц Треугольные фермы невыгодны ввиду большой вы­соты и значительного расхода материалов. Применениеих оправдано только в случае использования кровли из асбестоцементных материалов или металлических волни­стых листов, для которых требуется значительный уклон.

Фермы с ломаным нижним поясом (рис. 11.11, д) более устойчивы, не требуют установки дополнительных связей, но сложны в изготовлении.

По способу изготовления различают фермы с за­кладной решеткой и фермы, бетонируемые целиком.

В фермах с закладной решеткой элементы решетки готовятся заранее в отдельных формах, а затем уклады­ваются в общую форму, после чего бетонируются пояса и узлы. Этот способ позволяет делать элементы решетки небольшого сечения и из бетона более низких классов, что приводит к экономии бетона и цемента. Фермы про­летом 30 м и более для обеспечения возможности транс­портирования обычно изготовляются из двух отправочных элементов и объединяются на строительной площадке стыком на сварке (рис. 11.11,л). Такие фермы дороже цельных на 10...15 % и менее надежны в работе при ди­намических нагрузках.

Высота ферм в середине пролета (1/6... 1/10) /. Ши­рина сечения верхнего пояса назначается из условия ус­тойчивости его из плоскости фермы при монтаже и пере­возке (1/70..Л/80) /, а также из условия опирания плит. Ширина сечения нижнего пояса принимается такой же, как и верхнего, а высота сечения назначается из условия размещения рабочей растянутой арматуры. Размеры се­чения сжатых элементов решетки и стоек определяются расчетом, при этом ширину их целесообразно назначать равной ширине поясов для удобства бетонирования в го­ризонтальном положении.

Фермы изготовляют из бетона классов В25...В50. Нижний пояс предварительно напряженный, армируется стержневой арматурой классов А-1У, А-У, А-У1, Ат-1У, Ат-У, канатами К-7, К-19. Натяжение арматуры обычно осуществляют на упоры. Чтобы предотвратить появление продольных трещин, нижний пояс армируют конструк­тивной поперечной арматурой из проволоки е?=5...6 мм, соединенной обычной арматурой в каркасы (рис. 11.11,дас, сечение /—1). В верхних поясах, раскосах и стойках применяют сварные каркасы из горячекатаной стали пе­риодического профиля классов А-Ш, А-П.

Особое внимание при конструировании ферм следует обращать на армирование узлов. В опорном узле для вос­принятая больших перерезывающих сил и сил обжатия

устанавливают поперечную арматуру / (рис. 11.11,ж), объединенную контурным стержнем 2 в плоский каркас. Два таких плоских каркаса образуют пространственный каркас узла. Для улучшения условий анкеровки напря­гаемой арматуры и предотвращения возникновения про­дельных трещин в бетоне устанавливают косвенную ар­матуру 3 в виде сеток. Для предотвращения раскрытия трещин в месте сопряжения нижнего пояса с узлом ста­вят дополнительную сетку 4. Арматуру элементов решет­ки заводят в узлы, которые имеют уширения, позволяю­щие лучше разместить ее и заанкеровать (рис. 11.11,л)\

Фермы рассчитывают на эксплуатационные нагрузки от покрытия, фермы, снега, подвесного оборудования и т. п., а также нагрузки, возникающие при изготовлении, транспортировании и монтаже. Нагрузка от покрытия и от массы фермы считается приложенной к узлам верх­него пояса, а нагрузка от подвесного оборудования — к узлам нижнего.

Железобетонная ферма имеет жесткие узлы и пред­ставляет собой многократно статически неопределимую рамную систему. Однако в предельном состоянии по прочности в узлах раскрываются трещины, жесткость их падает, и влиянием возникающих изгибающих моментов можно пренебречь, рассматривая узлы как шарнирные. Это позволяет при расчете прочности рассматривать фер­му как статически определимую систему. Такой расчет в общем верно отражает характер работы конструкции и обеспечивает достаточную точность. Если нагрузка приложена в панелях верхнего пояса между узлами, то при расчете учитывают местный изгиб верхнего пояса, При определении изгибающих моментов от внеузловой нагрузки пояс фермы рассматривают как неразрезную балку, опорами которой являются узлы фермы. При на­личии выгибов или изломов верхнего пояса учитывают разгружающее действие момента от продольной силы N (рис. 11.11, и).

При расчете безраскосной фермы принимают жест­кое соединение поясов и стоек в узле. Усилия определя-> ют как для статически неопределимой системы.

Расчетные усилия в элементах ферм находят от всех возможных невыгодных сочетаний действующих нагрузок. По найденным усилиям производят расчет сечений эле­ментов. Верхний пояс рассчитывают на сжатие со слу­чайным или расчетным эксцентриситетом, нижний — на центральное растяжение, решетку — на сжатие или рас-.тяжение. Расчетные длины элементов в плоскости фер­мы и из ее плоскости принимают по [1].

П ри расчете трещиностойкости предварительно на­пряженного нижнего пояса необходимо учитывать влия­ние изгибающих моментов, возникающих вследствие жесткости узлов. Эти моменты в фермах со слабоработаю­щей решеткой (например, в сегментных) можно опреде­лить, рассматривая нижний пояс как неразрезную бал­ку на упругооседающих опорах; осадку опор находят по диаграмме перемещений фермы [13].

Железобетонные плиты покрытий

В настоящее время существует целый ряд типов плит (панелей) покрытий, решаемых по беспрогонней схеме, и постоянно разрабатываются новые конструктивные ре­шения. Наибольшее распространение получили плиты пролетом 12 м (рис. 11.9, а) и 6 м, шириной 3 м (основ­ные) и 1,5 м (доборные) с двумя продольными и попереч­ными ребрами. Основная продольная арматура выполня­ется предварительно напряженной. Полка армируется сварной сеткой, поперечные ребра — сварными каркаса­ми. Толщина полки принимается 2,5 см для плит проле­том 12 м и 3 см для плит пролетом 6 м. Бетон плит /= = 12 м классов ВЗО...В40, плит /=6 м—В15...ВЗО. В ря­де случаев уменьшают высоту сечения продольных ребер к опоре, что дает экономию бетона (до 9 %) и снижает стоимость конструкции. Поскольку нагрузка от собствен­ной массы плит покрытия составляет значительную долю от полной нагрузки, целесообразно изготовлять их из бе­тона на легких заполнителях (-у=18 кН/м³), что снижа­ет массу конструкций до 25 %.

Расчет плит в продольном направлении производят как однопролетных свободно опертых балок таврового сечения на совместное действие постоянных (от массы плиты и кровли) и временных (от снега) нагрузок.

Полка плиты в зависимости от расстояния между по­перечными ребрами рассчитывается как неразрезная ба­лочная плита или плита, опертая по контуру (см. гл. 9). Наиболее сложное напряженное состояние в плите возникает в опорных сечениях, которые усиливаются вута-ми и армируются дополнительными сетками.

Весьма экономичными и простыми в изготовлении являются плиты типа «2Т» размерами-, 3X6, 3X12 м при поперечном расположении ригелей) и 3X18, 3X24 м (при продольном) (рис. 11.9,6). К недостаткам этих конструкций относится сложность устройства продоль­ных швов между плитами.Существует два способа изготовления этих плит: пол­ка плиты и ребра бетонируются совместно; продольные предварительно напряженные ребра изготовляют зара­нее из бетона класса В40, а затем бетонируют полку. Связь ребер с полкой обеспечивают за счет устройства выпусков арматуры и сцепления бетона. Раздельное из­готовление экономичнее, поскольку позволяет снизить класс бетона полок до В15. Продольная арматура ре­бер — из высокопрочной стали, полка армируется сетка­ми. В продольном направлении плиты рассчитывают как свободно опертые однопролетные балки таврового сече­ния, в поперечном — учитывается разгружающее влияние свесов полок.

Плита крупноразмерная железобетонная сводчатая К.ЖС представляет собой короткую цилиндрическую обо­лочку с предварительно напряженными ребрами — диа­фрагмами сегментного очертания (рис. 11.9,в). Размеры плит в плане 3X12, 3X18 и 3X24 м. Очертание поверхно­сти оболочки принимают по квадратной параболе. Тол­щина оболочки не должна быть менее 30 мм в середине пролета с утолщением до 140...160 мм у торцов. Высоту поперечного сечения плиты в середине пролета принима­ют (1/15...1/20) Iв зависимости от пролета и нагрузки. Для уменьшения массы плиты диафрагмы проектируют минимальной толщины (40 мм) с вертикальными ребра­ми жесткости. Основную напрягаемую арматуру распо­лагают в нижней части диафрагмы. По концам напряга­емых стержней предусматривают анкерные детали, обе­спечивающие надежное закрепление рабочей арматуры в бетоне опорного узла. Эта арматура играет роль затяж­ки рассматриваемой сводчатой системы. Диафрагму ар­мируют сварными каркасами только в опорных зонах, в вертикальных ребрах устанавливают стержни-подвес­ки. Армируют оболочки сварной сеткой, подбираемой по расчету. Сопряжение оболочки с диафрагмой выполняют с помощью пологих вутов.

Плиты КЖС проектируют из бетонов классов В25... ...В50 в зависимости от пролетов и нагрузок. При расчете плиту рассматривают как цилиндрический свод, работа-ющий совместно с. диафрагмами. Полагают, что вдольнаправляющей оболочки действует только продольная сила Л^, поперек — поперечные силы (2 и изгибающие моменты М (см. рис. 11.9, в).

Изгибающий момент в системе «оболочка-—диафраг­ма» (в продольном направлении) воспринимается растя­нутой арматурой диафрагм и полкой (оболочкой), рабо­тающей на сжатие. В соответствии с этим необходимую площадь сечения рабочей арматуры диафрагмы А₃,а и толщину оболочки Н определяют из условий:

А,.л = М/(RsZ), Н = М/(RbyZb_t,),

где М — изгибающий балочный момент в рассматривае­мом сечении от расчетных нагрузок; z— расстояние от срединной поверхности оболочки до оси рабочей армату­ры; y — коэффициент условий работы;b_t— ширина па­нели поверху.

Расчет плит КЖС на поперечную силу, по деформа­циям, образованию и раскрытию трещин рассмотрен в [9].

Плиты КЖС экономичны, достаточно просты в изго­товлении. Наиболее существенным их недостатком явля­ется трудоемкость устройства кровли по криволинейной поверхности.

Наряду с КЖС разработаны крупноразмерные плиты покрытий типа П размерами 3X18, 3X24 м под маяоук-лонную кровлю (рис. 11.9, г). Достоинство этих плит по сравнению с плитами КЖС — упрощение работ по уст­ройству кровли, а стоимость плит типа П с учетом экс­плуатационных расходов примерно равна стоимости плит КЖС. Общим недостатком крупноразмерных плит явля­ется усложнение устройства внутренних коммуникаций в уровне покрытия.

В последние годы предложены технические решения плит покрытия, направленные на снижение расхода ма­териалов и трудоемкости возведения. К ним относятся плиты с решетчатыми ребрами под малоуклонную кров­лю 3X18, 3X24 м, а также неразрезные ребристые пли­ты 3X24 м, укладываемые по стропильным конструкци­ям шагом 6 м.

В некоторых республиках нашей страны и за рубежом применяют также гиперболические панели-оболочки, плиты типа «Динакор» с квадратными пустотами и т. п. Однако использование их весьма ограничено из-за слож­ностей устройства кровли или изготовления панелей.

№21. Основные жб конструкции многэт зд Конструктивные схемы многоэтажных зданий

Все многоэтажные здания можно разделить на: кар­касные, панельные, объемно-блочные и комбинирован­ные. Тот или иной тип выбирают из соображений функ­ционального назначения здания, наличия индустриаль­ной базы, этажности, экономики, условий строительства (вечная мерзлота, сейсмика).

Конструкции многоэтажных гражданских зданий

И Каркасные здания. Многоэтажные гражданские каркасные здания широко применяют для размещения предприятий торговли, как административные, жилые и т. п. Обычно они решаются по рамно-связевой или свя-зевой системам, последняя применяется чаще. К верти­кальным несущим элементам таких зданий относятся колонны, диафрагмы и ядра жесткости.

© Колонны зданий массового строительства при высо­те до 16 этажей имеют унифицированное сечение 400Х Х400 мм (рис. 12.3,а). Увеличение их несущей способно­сти в нижних этажах достигается повышением класса бетона (до В60) и процента армирования гибкой арма­турой (до 11=15%). Продольная арматура из стали класса А-П1. Для колонн зданий большей этажности мо­жно применять жесткую арматуру (рис. 12.3, е), однако использование ее в колоннах приводит к большому рас­ходу стали.

Повышение несущей способности колонн и сохране­ние их унифицированного сечения можно получить пу^ тем поперечного армирования часто расположенными сварными сетками в сочетании с продольной обычной и особенно высокопрочной арматурой. В этом случае предельные продольные деформации бетона при сжатии повышаются более чем в 2 раза и на­пряжения в сжатой высокопрочной арматуре достигают условного предела текучести. Наряду с этим появились предложения по усилению колонн нижних этажей, на­груженных продольными силами с малыми эксцентриси-тетами, сердечниками из высокопрочной гибкой армату-ры '(рис. 12.3,6).

Разрезка колонн линейная, на несколько этажей. Име­ется тенденция к увеличению длины сборных элементов колонн до 4...5 этажей (до 15 м) и целях уменьшения числа стыков и исключения случайных эксцентриситетов, вызванных неточностями монтажа. Для таких гибких элементов существенное значение приобретает расчет прочности и трещиностойкости в стадиях транспортиро­вания и монтажа. В целях повышения этих качеств целе­сообразно предварительно напрягать продольную арма­туру колонн. Стыкование колонн по высоте производится ванной сваркой выпусков рабочей арматуры (рис. 5Да) или без сварки через тонкие растворные швы.

Особенностью стыков, выполняемых ванной сваркой арматуры больших диаметров 36...40 мм, является воз­никновение сжатия в бетоне и растяжения в арматуре из-за разогрева стержней при сварке. Растягивающие на­пряжения в арматуре могут привести к разрыву стерж­ней. Во избежание этого сварку стержней выполняют по диагонали последовательно по одному стержню или попарно. Для уменьшения свободной длины сварных вы­пусков продольной арматуры колонны устраивают хо­мутА=12 мм, охватывающий продольные рабочие стержни и предохраняющий их от потери устойчивости,

% Диафрагмы, воспринимающие главным образом го­ризонтальные нагрузки, обычно образуются из железо­бетонных панелей толщиной 14...18 см, располагаемых между колоннами и соединенных с ними с помощью свя­зей, воспринимающих сдвигающие усилия. Панели диа­фрагм могут быть плоскими или двухконсольными (рис-, 12.3, г, д). Плоские панели устанавливают по осям, парал­лельным направлению настилов перекрытий. Двухкрн* сольные располагают в плоскостях, параллельных рамам каркаса, совмещая их с ригелями. Армируют панели кбн-турными и промежуточными каркасами из стержней 012...16 мм или сетками из проволоки 05...6 мм с ша­гом 200 мм, располагаемым у обеих граней. Связи между панелями и колоннами осуществляют путем сварки закладных деталей: вертикальные швы заполняют це-ментно-песчаным раствором, горизонтальные швы — бе­тоном на мелком щебне. Горизонтальные стыки диа­фрагм могут быть шпоночными и плоскими. Практика показывает, что при таком соединении диафрагмы рабо­тают как сплошные монолитные столбы.

Количество и расстановка диафрагм в плане здания должны обеспечивать необходимую прочность и прост­ранственную жесткость здания в обоих направлениях, препятствовать кручению его в плане, не создавать боль­ших температурных усилий или неравномерных дефор­маций вертикальных элементов (см. рис. 12.1, а). Сле­дует стремиться к сокращению общего числа диафрагм, увеличивая их размеры.

При больших горизонтальных нагрузках в диафраг­мах, обычно работающих на сжатие, в части сечений мо­гут возникать растягивающие усилия. В этом случае диафрагмы могут быть запроектированы предваритель­но напряженными (рис. 12.3, е).

@ Ядра жесткости выполняются монолитными и сбор­ными. Сечение ядер жесткости может быть коробча­тым, двутавровым и т. п. Монолитные ядра жесткости делают в скользящей или переставной опалубке, при этом оставляют отверстия для дверных проемов и установки ригелей. Толщина стенок 20...40 см. Сборные ядра соби­рают из отдельных панелей стен подобно плоским диа­фрагмам. В зданиях, имеющих значительную протяжен­ность или сложную форму в плане, может устраиваться несколько ядер жесткости.

@ Плиты и ригели составляют сборные перекрытия. Ригели проектируют таврового сечения с полкой в ниж­ней зоне, на которую опираются плиты перекрытий; та­кое решение позволяет снизить строительную высоту этажа, однако в этом случае необходимо исключить воз­можность откола полки в месте ее примыкания к ребру путем увеличения ее высоты или армирования. Соедине­ние ригелей с колоннами в связевых системах осуществ­ляют с помощью стыка со скрытой консолью (см. рис. 9.4,в), воспринимающего небольшой опорный момент. Ограничение опорного момента заданной величиной (55 кН-м) достигают с помощью специальной металли­ческой накладки по верху ригеля — «рыбки», приварива­емой к ригелю и колонне. «Рыбка» имеет суженный участок, поперечное сечение которого соответствует растягивающему усилию при заданном опорном моменте. Уве­личение нагрузки вызывает в суженной части накладки пластические деформации, обеспечивающие поворот се­чения ригеля без увеличения опорного момента. Стык связевого каркаса может также решаться шарнирным. Конструкция его отличается от рассмотренной отсутстви­ем «рыбки».

В рамно-связевых системах, где узлы воспринимают изгибающие моменты от эксплуатационных нагрузок, стык принципиально решается так же, как и в рамных системах (см. рис. 9.4, а).

Панели перекрытий подразделяются на связевые, ук­ладываемые по внутренним осям здания, рядовые и фа­садные, укладываемые по наружным рядам колонн и не­сущие нагрузку от ограждающих конструкций. Рядовые и фасадные панели связываются поверху монтажными накладками, обеспечивающими передачу растягивающих усилий в горизонтальных дисках покрытий.

Панели перекрытий чаще всего выполняют многопус­тотными, высотой сечения 220 мм. Для эффективного воспринятия сдвигающих усилий при работе плит в со­ставе перекрытия в швах между плитами устраивают шпонки. С этой целью на боковых поверхностях плит ос­тавляют углубления, после заливки швов бетоном и его твердения швы работают как шпоночные соединения. Кроме того, панели могут соединяться путем сварки за­кладных деталей, а при больших расстояниях между вертикальными диафрагмами (20...30 м) по контуру пе­рекрытия устраивают обвязочные балки.

В зданиях рамно-связевой системы роль продольных ригелей выполняют предварительно напряженные плос­кие панели-распорки, которые выступами опираются на полки ригелей.

В торговых, административных и других зданиях, тре­бующих увеличенной сетки колонн, применяют и ребри­стые панели, например типа 2Т.

Перекрытия зданий с ядрами жесткости, имеющих сложное очертание в плане, могут выполняться в виде монолитных безбалочных плит, возводимых методом подъема перекрытий.

И Панельные здания. Эти здания используют главным образом в жилищном строительстве. Ширина зданий из условий освещенности и удобства планировки внутрен­них помещений назначается 12... 16 м. Панельные дома массового строительства решаются в одном из следующих вариантов: 1) с продольными и поперечными несу­щими стенами; 2) только с продольными несущими; 3) только с поперечными несущими стенами. Конструк- ' тивная схема с поперечными несущими стенами более выгодна, так как панели перекрытий в этом случае опи­раются на внутренние поперечные стены (перегородки), что позволяет предельно укрупнять и облегчать наруж­ные стеновые панели. Последние, не воспринимая на-; грузки от перекрытий и выполняя лишь ограждающие функции, могут быть изготовлены из легких зффектив-; ных материалов. Основными конструкциями панельных_; зданий являются внутренние и наружные стеновые па-' нели и панели перекрытий.

^Внутренние несущие панели стен (рис. 12.4, а) обычно проектируют однослойными из тяжелого бетона класса не ниже В15. Толщину панелей определяют тре­бованиями прочности, звукоизоляции и огнестойкости. Площадь горизонтальной и вертикальной арматуры, ус­танавливаемой у обеих плоскостей панели, принимают конструктивно в количестве 0,2 см²/м соответствующего сечения панели.

® Наружные ненесущие стены выполняют в виде од­нослойных панелей толщиной 240...350 мм из ячеистого бетона.

@ Наружные несущие панели проектируют преимуще­ственно двухслойными или трехслойными (рис. 12.4, б, в). Арматуру устанавливают только в слоях тяжелого бето­на и выполняют в виде пространственного арматурного блока. Расчетной является только арматура перемычек.

Панели перекрытий выполняют,в виде многопустот­ных или сплошных плит. При пролетах до 4,8 м плиты выполняют без предварительного напряжения, при боль­ших пролетах — предварительно напряженными. Разме­щение арматуры зависит от схемы работы панели. В зда­нии с продольными и поперечными несущими стенами (первый вариант) панели работают как плиты, опертые по трем или четырем сторонам, в остальных случаях — по двум.

Соединения панелей стен-и перекрытий должны обе­спечить совместную работу элементов в здании и воспри­нятое усилий сжатия, растяжения и сдвига. Вертикаль­ные стыки между панелями осуществляют с помощью бетонных шпоночных швов и сварки закладных деталей. Горизонтальные стыки по способу передачи сжимающих усилий подразделяются на платформенные (рис. 12.4, г),

контактные (рис. 12.4, д) и комбинированные (рис. 12.4, е). Сопряжения внутренних стен с перекрытиями обычно выполняют с платформенными стыками, наруж­ных с платформенными и комбинированнымиВ последние годы разработано конструктивное реше­ние, получившее название «скрытый каркас», совмещаю­щее достоинства зданий каркасного и панельного типа [17].Несущими вертикальными конструкциями являют-ся стеновые панели, усиленные бортовыми стальными элементами. Последние соединяются с бетоном панели анкерными связями сдвига (рис. 12.4,ж). Стыки пане­лей скрытого каркаса с перекрытиями выполняются платформенными или сборно-монолитными. Соединение бортовых элементов осуществляется на растворе. Кон­струкции «скрытого каркаса» экономичнее обычных кар­касных за счет хорошей совместной работы панелей с бортовыми элементами и позволяют довести этажность здания до 50 и более

Конструкции многоэтажных промышленных зданий

В многоэтажных промышленных зданиях размеща­ются производства с вертикальными технологическими процессами или со сравнительно небольшими габарита­ми и массой оборудования: химического, пищевой про­мышленности, приборостроения и т. п. К таким зданиям относятся также лабораторные и административно-быто­вые корпуса предприятий различных отраслей промыш­ленности. Доля многоэтажных промышленных зданий в общем объеме промышленных зданий составляет око­ло 30 %. В последние годы наметилась тенденция к рос­ту этого показателя.

Высоту промышленных зданий назначают по услови­ям технологического процесса и обычно принимают 3...7 этажей. Предполагается увеличение этажности до 8...! О и более. В соответствии с требованиями унифика­ции высота этажа кратна 1,2м. Ширина здания обычно составляет 12...60 м. Наиболее распространены сетки ко­лонн 6X6, 9X6 и 12X6 м. Размеры сетки колонн назна­чаются с учетом временных нагрузок (10...30 кН/м²).

Пространственный каркас промышленных зданий ре­шается по смешанной системе. Прочность и устойчивость каркаса в этом случае обеспечиваются в поперечном на­правлении рамой с жесткими узлами (рис. 12.5, а), в про­дольном — вертикальными стальными связями по колон­нам, устраиваемыми в каждом продольном ряду или раз­реженно через ряд колонн и более (рис. 12.5,6). Если стальные связи по условиям технологии нежелательны, то для обеспечения устойчивости каркаса в продольном направлении возможно устройство «рамных устоев» (оис. 12.5, б) в одном или нескольких пролетах.Многоэтажные сборные рамы членятся на отдельные элементы, которые соединяются путем жестких стыков. Наибольшее распространение получили сборные рамы со стыками ригелей и колонн, выполняемых на консолях(линейная разрезка). Возможны и иные решения (рис.

12.5,г, д); каждое из них имеет определенные достоин­ства и недостатки. В крестовой системе (рис. 12.5, г) сты­ки упрощаются за счет вынесения их в сечения с неболь­шими моментами. В конструкции, представленной на рис. 12.5, д, сокращается число типов элементов много-

этажных рам. Однако оба последних решения менее вы­годны с точки зрения изготовления и транспортировки. Применение их может оказаться целесоообразным в сей­смических районах.

Ф Колонны стыкуют через 1, 2, 3 и даже 4 этажа; по­следнее— экономичнее, поскольку сокращается количе­ство стыков. В большинстве случаев стык колонн устраи-^: вают с плоскими торцами колонн и осуществляют путем ванной сварки выпусков продольной рабочей арматуры' с последующим омоноличиванием (см. рис. 5.5,а). Воз­можно соединение арматуры и устройство стыков с по­мощью эпоксидных смол и т.д. Сечение колонн 400X400' и 600X400 мм. Бетон классов В20...В50.

® Панели ребристые предварительно напряженные шириной 1500 мм обычно применяют для междуэтажных перекрытий. Панели, укладываемые по осям колонн, слу­ жат распорками и передают продольные нагрузки на связи, а также обеспечивают продольную устойчивость^; рам при монтаже. ^!

• Ригели бывают таврового и прямоугольного сече­ния, в первом случае панели опираются на полки, во вто­ром— сверху ригеля (рис. 12.5, е, ж). Ригеля для проле­тов 6 м изготовляют из бетона классов В15...В25, для пролетов 9м — из бетона классов В20...ВЗО, а для проле­тов 12 м — из бетона классов ВЗО...В40. Ригели для про­летов 6 м изготовляют с ненапрягаемой и напрягаемой арматурой, а для пролетов 9... 12 м — только с предвари­тельно напряженной арматурой.

Если по условиям технологического процесса требует­ся большая сетка колонн, то здание проектируют с меж­ферменными этажами (рис. 12.5, з). В этом случае без­раскосные фермы жестко связывают с колоннами, и они работают как ригели многоэтажных рам. Межферменное пространство используют под производственные помеще­ния.

Многоэтажные производственные здания с относи­тельно небольшими полезными нагрузками (до 12,5 кН/ /м²) могут решаться по связевой системе в обоих направ­лениях с применением облегченных конструкций карка­са. Колонны в этом случае имеют сечение 400X400 мм. Ригели таврового сечения соединяют с колоннами с по­мощью скрытого стыка (см. рис. 9.4,0), Плиты перекры­тий могут быть плоскими высотой сечения 220 мм или ребристыми /1=300 мм. Пространственная жесткость та­ких зданий обеспечивается установкой на всех этажахвертикальных элементов — диафрагм из железобетонных панелей, стальных связей или однопролетных многоэтаж­ных рам.

В многоэтажных производственных и складских зда­ниях холодильников, мясокомбинатов, молокозаводов, рыбоперерабатывающих заводов, а также гаражей и т. п., в которых предпочтительны перекрытия без пустот с гладкими потолками, широко применяют сборные без­балочные перекрытия (см. гл. 9).

При высоких полезных нагрузках 30...50 кН/м² при­меняют сборно-монолитные конструкции перекрытий.

№23. основные виды каркасно-панельных и бескаркасных крупнопанельных ж/б зданий.

Одноэтажные каркасные здания широко применяют­ся в промышленном и сельскохозяйствен­ном строительстве. Каркас со­стоит из вертикальных элементов — колонн и горизон­тальных - ригелей и балок.

Особенность одноэтажных промышленных зданий — наличие в них различных транспортных средств в виде мостовых кранов, которые перемещаются по специаль­ным путям, опертым на колонны, или в виде подвесных кранов, перемещаемых по путям, подвешенным к несу­щим элементам покрытия.

Применяются также не связанные с каркасом здания напольные краны.

Элементами конструкций одноэтажного каркасного промышленного здания с балочным покрытием являются: колонны, заделанные в фундаментах; ригели покрытия (фермы, балки или арки), опирающиеся на колонны; плиты покрытия, уложенные по ригелям; подкрановые балки; световые или аэрационные фонари. Сборные железобетонные конструкции в сельскохозяйственном строительстве обеспечивают огнестойкость и долговечность зданий, а также уменьшение расходов на ремонт, экономию леса и существенное снижение тру­доемкости.

В сельскохозяйственных зданиях применяются в ос­новном такие же железобетонные конструкции, как в од­ноэтажных каркасных промышленных зданиях, но мень­шего размера и более простой формой поперечного сечения элементов. Рекомендованы пролеты 6; 7,5; 12; 18 и 21 м; шаг колонн 3; 4,5 и 6 м; высота по­мещений 2,4; 2,7; 3; 3,6 и 4,8 м.

Основной конструкцией каркаса является поперечная рама, образованная колоннами и ригелями.

Пространственная жесткость и устойчивость одно­этажного каркасного здания достигается защемлением колонн в фундаментах и соединением их с жестким в своей плоскости покрытием.

В поперечном направлении пространственная жест­кость здания обеспечивается поперечными рамами (рис. 15.1,с), в продольном — продольными рамами (рис. 15.1, с), которые образуются теми же колоннами и свя­занными с ними элементами покрытия, подкрановыми балками, а в отдельных случаях и связями.

Каркас воспринимает все внешние вертикальные на­грузки от покрытия и массы каркаса, а также от подкра­новых балок; одновременно каркас воспринимает и гори­зонтальные нагрузки от подкрановых балок и ветра, дей­ствующего на стены.

В некоторых случаях (например, при пролетах 30 м и более) каркас делают смешанным — колонны железо бетонные, а ригели в виде стальных ферм.

Каркасные промышленные и сельскохозяйственные здания проектируют на основе единой модульной систе­мы, при которой в промышленном строительстве пролеты зданий назначают кратными 6 м (12; 18; 24; 30 и 36 м), а для сельскохозяйственных зданий — кратными 1,5 м (6; 7,5; 12; 18 и 21 м).

При пролетах 12—18 м ригелями служат стропильные балки, а при пролетах 18—36 м — фермы.

Шаг колонн в промышленных зданиях назначают 6 и 12 м, а при покрытиях из оболочек— 18, 24 м и более; в сельскохозяйственных зданиях шаг колонн установлен | 3; 4,5 и 6 м.

№24.основные сведения и виды тонкостенных пространственных ж/б покрытий

Тонкостенные пространственные конструкции очерчи­ваются в общем случае по кривым поверхностям.

применение для покрытий больших пролетов в таких зданиях и сооружениях, как ангары, стадионы, гаражи, сборочные цехи, рынки, концертные и спортивные залы, вокзальные и выставочные помещения и т. п.

В промышленных и гражданских зданиях тонкостен­ные пространственные покрытия применяются и при, меньших пролетах— 18—36 м.

Конструкция тонкостенного покрытия состоит из соб­ственно оболочки — тонкой криволинейной плиты и контурных элементов (диафрагм, бортовых балок, опорных колец и т. п.).

Все железобетонные тонкостенные пространственные конструкции можно разделить на две большие группы : оболочки одинарной кривизны и оболочки двоякой кривизны.

Оболочки одинарной кривизны делятся на цилиндрические, конические, коноидальные оболочки. К тонко­стенным пространственным конструкциям покрытий,относят также складки и шатры.

Оболочки двоякой кривизны делятся: на оболочки вращения с вертикальной осью — купола; выпуклые оболочки переноса на прямоугольном плане; вогнутые висячие оболочки на круглом или эллиптическом плане; выпукло-вогнутые (седловидные) оболочки; бочарные своды; волнистые своды, очертание которых в поперечном сечении может быть криволинейным или склад­чатым.

В тонкостенных пространственных конструкциях бла­годаря работе конструкции в обоих направлениям достигается лучшее использование материала и eго существенная экономия.

В железобетонных тонкостенных покрытиях необходимо стремиться к тому, чтобы бетон использовался в работе на сжатие по максимально большей части поверхности, так как растянутые части требуют расчетно­го армирования.

По технологии возведения тонкостенные пространст­венные конструкции делят на монолитные, сборные и сборно-монолитные.

Существенное влияние на развитие тонкостенных конструкций больших пролетов имело применение пред­варительного напряжения. Особым видом железобетонных оболочек являются армоцементные, отличающиеся большой насыщенностью тонкой арматурой (диаметром 0,5—2 мм) и приготов­ляемые на цементно-песчаном растворе (бесщебеночный бетон).

Армоцементные, преимущественно сборные оболочки имеют небольшую толщину (15—30 мм), сравнительно небольшую массу и экономичны по расходу цемента и, арматуры.

Арматурой служат специальные проволочные (тка­ные) сетки с мелкими ячейками (размером до 1 см), ук­ладываемые в 5—10 слоев.

№25.ж/б длинные цилиндрические оболочки

ЦИЛИНДРИЧЕСКИЕ ОБОЛОЧКИ

Покрытие в виде цилиндрической оболочки образу­ется из тонкой плиты (собственно оболочки), изогнутой по цилиндрической поверхности, усиленной по свобод­ным краям бортовыми элементами и опирающейся по торцам на диафрагмы (рис. 12.1).

Расстояние между осями опорных диафрагм l1 назы­вается пролетом оболочки, расстояние между бортовы­ми элементами l2— длиной волны. Стрелу подъема обо­лочки, считая от бортовых элементов, обозначают f, a включая бортовые элементы, — h(рис. 12.1,а).

Среди цилиндрических оболочек различают (рис. 12.1,6,в): однопролетные, многопролетные, одноволновые, многоволновые, гладкие, ребристые, усиленные по­перечными ребрами жесткости.

Цилиндрические оболочки выполняют монолитными или сборными (рис. 12.2). В зависимости от отношения пролета к длине волны цилиндрические оболочки делят на две группы: при l1\l2>—длинная оболочка, а при l1|l2<1 — короткая оболочка.

При отсутствии предварительного напряжения высо­ту оболочки рекомендуется принимать равной

Толщину плиты монолитных оболочек принимают равной , но не менее 5—6 см, а сбор­ных оболочек — .

1. Длинные оболочки в целом работают подобно балке пролетом l1 имеющей фигурное поперечное се­чение высотой h.

В отличие от обыкновенных балок массивного сече­ния тонкостенный открытый поперечный профиль длин­ной оболочки при ее изгибе деформируется. Этим де­формациям препятствуют бортовые элементы. Кроме того, в бортовых элементах размещается основная рас­тянутая арматура Диафрагмами длинных оболочек могут служить бал­ки, арки, рамы и фермы (

2. Складки. Складчатые покрытия (складки) обра­зуются из монолитно связанных между собой тонких плоских плит. По продольным краям складок, так же как в цилиндрических оболочках, устраивают бортовые элементы

Складчатые покрытия могут быть однопролетными;-мпогопролетными, одноволновыми и многоволновыми. В продольном направлении они опираются на диафраг­мы в виде балок или шпренгельных систем.

Ширина граней складки принимается равной 3— 3,5 м с тем, чтобы толщина граней была не более 10 см. Длину складки принимают равной l2=10... 12 м, а вы­соту- h= (1\7 -1\10)l1

В продольном направлении складки рассчитывают так же, как цилиндрические оболочки. По значениям изгибающих моментов, определяемых из расчета в про­дольном направлении как для однопролетной или мно­гопролетной балки, вычисляют площадь продольной растянутой арматуры как для балок соответствующего профиля.

Для подбора продольной арматуры и вычисления про­гибов сечение складки приводится к прямоугольному, тавровому или двутавровому, после чего его рассчитыва­ют по действующим нормам

Приведенную толщину стенки для приведенного се­чения

Продольную растянутую арматуру располагают в бор­товых элементах. В складках конструктивно устанавлива­ют также сжатую арматуру из стержней диаметром 5— 7 мм с шагом 20—25 см.

Для определения попереч­ных изгибающих моментов длинные одноволновые и мно­говолновые складки рассчиты­вают в поперечном направле­нии как многопролетные пли­ты с опорами в ребрах (мес­тах переломов). Нагрузку считают равномерно распре­деленной.

№26. ж\б складки

Складки. Складчатые покрытия (складки) обра­зуются из монолитно связанных между собой тонких плоских плит. По продольным краям складок, так же как в цилиндрических оболочках, устраивают бортовые элементы

Складчатые покрытия могут быть однопролетными;-мпогопролетными, одноволновыми и многоволновыми. В продольном направлении они опираются на диафраг­мы в виде балок или шпренгельных систем.

Ширина граней складки принимается равной 3— 3,5 м с тем, чтобы толщина граней была не более 10 см. Длину складки принимают равной l2=10... 12 м, а вы­соту- h= (1\7 -1\10)l1

В продольном направлении складки рассчитывают так же, как цилиндрические оболочки. По значениям изгибающих моментов, определяемых из расчета в про­дольном направлении как для однопролетной или мно­гопролетной балки, вычисляют площадь продольной растянутой арматуры как для балок соответствующего профиля.

Для подбора продольной арматуры и вычисления про­гибов сечение складки приводится к прямоугольному, тавровому или двутавровому, после чего его рассчитыва­ют по действующим нормам (рис. 12.7,6, в).

Приведенную толщину стенки для приведенного се­чения

Продольную растянутую арматуру располагают в бор­товых элементах. В складках конструктивно устанавлива­ют также сжатую арматуру из стержней диаметром 5— 7 мм с шагом 20—25 см.

Для определения попереч­ных изгибающих моментов длинные одноволновые и мно­говолновые складки рассчиты­вают в поперечном направле­нии как многопролетные пли­ты с опорами в ребрах (мес­тах переломов). Нагрузку считают равномерно распре­деленной.

Полученные из этого рас­чета отрицателоьные моментыв верхнем крайнем ребреАдля складок умножаются на поправочный коэффициент в зависимости от типа и размеров бортового элемента (табл. 12.1).

№27. ж\б купола

КУПОЛА

Железобетонные купола применяют для покрытий круглых в плане зданий и сооружений. В зависимости от очертания образующей купол может быть шаровым, ко­ническим, эллиптическим и др.

Купол — одна из наиболее рациональных и выгодней­ших форм пространственных тонкостенных конструкций. Их выполняют из монолитного и сборного железобетона. Монолитные купола выполняют преимущественно глад­кими, а сборные — ребристыми.

В зависимости от отношения стрелы подъема к диаметру опорного кольца Dразличают купола пологие, если f/D≤^l/_s и подъемистые, если f/D>^l/_s. Купол считается

Купол состоит из двух основных конструктивных эле­ментов: оболочки и опорного кольца. При наличии цент­рального проема в куполе устраивают верхнее кольцо.

Статически определимым опиранием купола является непрерывное по контуру шарнирно-подвижное опирание, совпадающее по направлению с касательной к оболочке (рис. 12.10, а).

При действии распределенных осесимметричных на­грузок и статически определимом опирании в тонкостен­ных куполах, не имеющих изломов в образующих, изги­бающие моменты и поперечные силы малыми и ими можнопренебречь.

Чтобы определить усилия в оболочке купола, рас­смотрим напряженное состояние элемента, выделенного из купола двумя меридиональными и двумя кольцевыми сечениями. В сечениях действуют N1, N₂, S— соответст­венно меридиональное, кольцевое и касательное усилия, отнесенные к единице длины сечения (рис. 12.10, в).

При осесимметричной нагрузке усилия S = 0, а уси­лия N1 и N₂определяются из условий статики как функ­ции только широты φ.

Для определения N1 и N₂есть два уравнения статики, поэтому сама оболочка при статически определимом опирании и осесимметричной распределенной нагрузке является статически определимой конструкцией.

Исходя из условия Z=0, равнодействующая сил N1 должна уравновешиваться равнодействующей

контурной зоне по конструктивным соображениям. При этом методе расчета по сравнению с расчетом по безмо-ментной теории и моментной теории упругих куполов количество арматуры в опорном кольце оказывается меньше.

Купола армируют в соответствии с усилиями, полу­ченными в результате расчета. Оболочки пологих купо­лов, за исключением приопорных зон, сжаты; их арми­руют конструктивно одиночной сеткой из стержней d— = 5...6 мм с шагом 15—20 см. У контура ставят дополнительную меридиональную арматуру (обычно из стерж­ней d—6...8 мм) для восприятия опорного момента Miи дополнительную кольцевую арматуру для восприятия местных растягивающих кольцевых усилий N$ (рис. 12.11,а).

Рабочую арматуру опорного кольца, рассчитываемо­го на центральное растяжение, ставят в виде кольцевых стержней d=20...30 мм, которые соединяют сваркой (рис. 12.11,6).

Ребристые сегментные криволинейные элементы ку­полов опираются с одной стороны на опорное кольцо, а с другой — на верхнее кольцо, поддерживаемое времен­ными лесами.Большой интерес представляет конструкция пологого сферического купола, опорное кольцо которого выполня­ют из монолитного железобетона, а остальную часть со­бирают из ступенчатых

№28.ж\боболочки на прямоугольном плане

ВЫПУКЛЫЕ ПОЛОГИЕ ОБОЛОЧКИ НА ПРЯМОУГОЛЬНОМ ПЛАНЕ

Железобетонные выпуклые оболочки на прямоуголь­ном плане — весьма прогрессивные конструкции. Обо­лочки можно получить из сферического купола, который срезан четырьмя вертикальными плоскостями. Эти вер­тикальные плоскости образуют в плане прямоугольник, вписанный в основание купола.

Конструкция состоит из тонкостенной плиты двоякой кривизны и четырех диафрагм, располагаемых по кон­туру (рис. 12.13, а). Диафрагмы опираются концами на колонны; возможно опирание оболочки и по всему конту­ру на стены.

В пологих оболочках используют поверхность эллип­тического параболоида и круговую поверхность переноса.

Оболочки двоякой кривизны строят преимущественно пологими, т. е. с отношением стрелы подъема в каждом направлении к соответствующему размеру плана до 1 : 5.

Оболочки на прямоугольном плане выполняют из мо­нолитного, сборного и сборно-монолитного железобе­тона.

Усилия, действующие на бесконечно малый элемент, выделенный из оболочки, можно разделить на две груп­пы. К первой группе относятся усилия, характеризую­щие безмоментное состояние оболочки: продольные уси­лия N_ltN₂и сдвигающие S . Усилия этой группы всегда действуют в оболочках.

Вторая группа усилий (рис. 12.13, в) —изгибающие моменты M1, М₂, поперечные силы Q1, Q₂и крутящие моменты Я — характеризуют моментное состояние обо­лочки.

Усилия, относящиеся ко второй группе, могут отсут­ствовать, если соблюдаются следующие условия: края оболочки имеют свободу горизонтальных перемещений и поворота; внешняя нагрузка сплошная, распределенная, с плавным изменением интенсивности; плита оболочки не имеет отверстий, резких изменений толщины, изломов и т. д. Как правило, эти требования при проектировании оболочек могут быть удовлетворены по всей их площади, за исключением приопорных частей. Поэтому в таких оболочках лишь узкая приопорная полоса подвергается действию изгибающих моментов, а 80—90% площади оболочки обычно испытывает лишь действие продольных сжимающих сил.

Для облегчения вычислений усилий N_ltN₂и S состав­лены таблицы.

После определения N_itN₂и S главные усилия и углы их наклона к горизонтальной оси находят по формулам:

Поскольку оболочка испытывает в основном сжима­ющие усилия, ее армируют на большей части площади конструктивной сеткой, а в приконтурных зонах ставят дополнительную арматуру.

По сдвигающим усилиям S рассчитывают связи обо­лочки с диафрагмой и саму диафрагму.

№29 Ж\б арки

АРКИ

При пролетах промышленных зданий более 36 м ар­ки становятся экономичными и могут применяться наря­ду с фермами.

Железобетонные арки бывают трехшарнирными, двухшарнирными и бесшарнирными (рис. 11.13, а). Сборные арки выполняют обычно двухшарнирными, а при больших пролетах — трехшарнирными (из двух по­луарок) .

Распор арки воспринимается затяжкой или же пере­дается на фундаменты и грунты основания.

До начала статического расчета ориентировочно в за­висимости от пролета арки назначают размеры ее попе­речного сечения. Далее выбирают очертание оси арки.

Распространенные арки имеют стрелу подъема

f = (¹/₅...¹/₈)/. Наиболее выгодно очертание оси арки, совпадающее с кривой давления. При стреле подъема f=(^l/4—^l/2) l

такой кривой приближенно будет парабола, а при f≤1\4l— окружность.

Арки преимущественно делают из сборных элемен­тов, напрягаемой затяжки и подвесок (рис. 11.13,в).

По железобетонным аркам укладывают такие же пли­ты настила, как и по фермам.

Арки рассчитывают на сплошную равномерно рас­пределенную нагрузку от массы покрытия, одностороннюю нагрузку от снега на половине пролета арки и сосредоточенную нагрузку от подвесного транспорта.

Двухшарнирная арка с затяжкой один раз статичес­ки неопределима, и для ее расчета необходимо предвари­тельно задаться сечением арки. Высота сечения арки может быть принята равной

H=(¹/зо-¹/4о) lа площадь сечения затяжки подбирают по распору:

Для пологой двухшарнирной арки распор Н с учетом упругого удлинения затяжки определяется по ф-лам : при равномерно распределенной нагрузке по всем пролету

Где φ— угол между касательной к оси арки в рассматриваемом сечении и горизонтальной прямой (рис. 11.13, г)

; Qб— балочная по­перечная сила.

Сечения продольной арматуры арки подбирают по формулам внецентренного сжатия.

Арки рассчитывают также на усилия, возникающие при изготовлении (в том числе при натяжении затяжки), транспортировании и монтаже.

№30. основные типы расчета многоэтажных зданий с ж\б каркасом, диафрагмами и ядрами жесткости на горизонтальной нагрузке

Плоские рамы многоэтажного здания, располагаемые с определенным шагом и связанные перекрытиями, обра­зуют пространственный каркас, имеющий длину, равную расстоянию между температурными швами или наруж­ными стенами. Такой пространственный каркас называ­ют блоком рам.

Для расчета с практически достаточной точностью блок рам расчленяют на отдельные плоские рамы.

Вертикальные постоянные и временные нагрузки, а также горизонтальные ветровые нагрузки считают при­ложенными одновременно ко всем рамам блока, поэто­му пространственный характер его работы в этих усло­виях не проявляется и каждая плоская рама может рассчитываться в отдельности на соответствующую нагрузку.

Для расчета железобетонной статически неопредели­мой рамы необходимо предварительно установить же­сткости ригелей и стоек или отношение этих жесткостей.

Размеры сечений устанавливают на основании пред­варительного (приближенного) расчета рамы.

Так, ригель рассчитывают по опорному моменту

М = (0,6 ... 0,7)М₀

где М_а— максимальный изгибающий момент балки, свободно лежа­щей на двух опорах.

Рабочая высота сечения ригеля

где Ь =(03... 0,4) h.

Если рама загружена в основном вертикальной на­грузкой, то предварительный подбор сечений колонн про­изводят (без учета изгибающих моментов) по формуле

где N — продольная сила, подсчитанная по соответствующей грузо­вой площади без учета неразрезности ригелей

Для упрощения статического расчета обычно анали­зируют расчетную схему рамы и ищут возможные упро­щения, облегчающие расчет. Так, наклонные и ломаные ригели рам при уклоне не более 1:8 заменяют горизонтальными

.

Расчет на вертикальную нагрузку. При расчете многоэтажных многопролетных рам на вертикальную нагрузку можно пренебречь горизонтальным смещением ярусов; поэтому при равных пролетах и одинаковых во всех пролетах нагрузках многопролетные рамы заменя­ют при расчете трехпролетными и считают изгибающие моменты в средних пролетах многопролетной рамы та­кими же, как и в среднем пролете трехпролетной рамы. В строительстве наиболее распространены много­этажные рамы с равными пролетами или средним уко­роченным пролетом

Узлы многоэтажной рамы, расположенные на одной вертикали, имеют примерно равные углы поворота. По­этому опорные моменты стоек будут равны, а нулевые точки стоек — расположены посередине высоты этажа

Расчет на вертикальную нагрузку необходимо выпол­нять для трех таких одноэтажных рам: для рамы верх­него этажа, для рамы средних этажей и для рамы пер­вого этажа

Таким образом, задача расчета многоэтажной рамы сводится к определению изгибающих моментов в одно­этажной симметричной трехпролетной раме, загружен­ной симметричной нагрузкой. Расчет таких рам можно выполнять по таблицам *.

Опорный момент ригеля рамы при одинаковом сече­нии колонн в пределах одного этажа

M = (a_g + b_P)l2

где а и р — табличные коэффициенты, зависящие от схемы загружения постоянной и временной нагрузками и от отношения погонных жесткостей стоек, примыкающих к узлу, и погонных жесткостей ри­геля; g, р — постоянная и временная нагрузки на 1 м ригеля; / — пролет ригеля (между осями колонн).

Изгибающие моменты в стойках для каждой схемы загружения рамы определяют по разности опорных мо­ментов ригеля в узле, распределяя ее между верхней и нижней стойками пропорционально их погонным жесткостям.

Изгибающие моменты в пролетных сечениях ригелей, а также поперечные силы определяют обычными спосо­бами как в однопролетной балке, загруженной внешней нагрузкой и опорными моментами по концам.

2. Расчет на горизонтальную нагрузку. Приближен­ный расчет многоэтажных рам на горизонтальную (вет­ровую) нагрузку сводится к следующему.

Все горизонтальные силы принимаются приложенны­ми к узлам рамы .Обшую поперечную силу Qдля яруса рамы распределяют между стойками рамы в зависимости от отношения погонных жесткостей ри­гелей и стоек. По найденным поперечным силам стоек вычисляют изгибающие моменты и строят эпюры М, на­значая нулевые точки моментов в середине высоты сто­ек, а для первого этажа на расстоянии 2\3l от нижнего конца стойки.

3. Определение расчетных усилий и подбор сечений. По данным расчета строят огибающие эпюры М и Qи вычисляют соответствующие им продольные силы — от­дельно для основных и отдельно для дополнительных со­четаний нагрузок.

Из огибающих эпюр для всех расчетных сечений дол­жны быть найдены М_макси М_мин и соответствующие им продольные силы N, где в ряде случаев (для высоких ко­лонн) —N макс. и соответствующий ей М.

Расчетными сечениями являются: для ригелей — се­чения на опорах и в пролете; для колонн — вверху, внизу и в одном-двух промежуточных сечениях по высоте.

По расчетным усилиям подбирают сечения, которые включают: 1) окончательное установление размеров се­чений ригелей и стоек; 2) подбор сечений продольной ар­матуры; 3) расчет поперечной арматуры; 4) проверку колонн на продольный изгиб из плоскости рамы.

Для сборных железобетонных рам дополнительно рассчитывают стыки и сварные швы, а также проверяют прочность элементов рамы на усилия при их транспорти­ровании и монтаже.

Подбор сечений ригелей рам не отличается от расче­та ригелей балочных перекрытий.

Сечения колонн рассчитывают на внецентренное сжа­тие.

Расчетная длина стоек рам многоэтажных зданий

L0= lэтажа

№31. области применения металлических конструкций

Область применения любых конструкций определяет­ся из экономических соображений.. Конструкции называются легкими потому, что предназначены для цехов с легкими кровля­ми и стенами (т.е. таких, где применены новые чрезвы­чайно легкие утеплители, например пенопласт с массой 100 кг/м³.Поэто­му расход стали существенно сокращается. Эти кон­струкции запроектированы так, чтобы наилучшим образом соответствовать условиям изготовления на автоматических поточных линиях, поэтому трудоемкость из­готовления у них самая низкая. Они в полном комплекте (т. е. полностью несущие и ограждающие элементы) дол­жны поставляться на стройку и там монтироваться са­мым высокопроизводительным методом — крупными бло­ками.

Преимущества легких металлических конструкций, созданных на основе единого комплексного процесса про­ектирования, изготовления, поставки и монтажа, настоль­ко велики, что на применение их не накладывается огра­ничений

1. Пром зд (мет.Каркас, смешанный каркас)

2. Большепролетные покрытия (спорт, рынки, выст. Павильоны, ангары, авиасборочные цехи 100-15- м) констр-е формы рамные арочные, висячие, комбинированные

3. мосты и эстокады

4. Листовые констр-ии резервуары, бункеры, трубопроводы больших диаметров.

5. Башни, мачты, радио и трансляционные ЛЭП, геодезические службы, нефтяные вышки, домовые трубы, вентиляционные трубы, этажерки производственных зд.

6. Крановые и др. подвижные констр-ии

7. Каркасы многоэт. Зд.

8. Прочие констр-ии( радиотелескопы)

№32. достоинства и недостатки металлических конструкций

1) наибольшая легкость (поскольку сталь и алюминиевые сплавы значи­тельно прочнее бетона и дерева); 2) наилучшая транс­портабельность; 3) наибольшая скорость монтажа благодаря простоте соединений сваркой или болтами; 4) газо- и водонепроницаемость.

5высокая степень надежности при работе под нагрузкой

Стабильность св-в за счет создании технологических режимов

Недостатки металлических конструкций: 1) способ­ность корродировать (ржаветь);2) малая огнестойкость (при пожаре возможно обрушение неза­щищенных металлических конструкций);

№33. основные физико-механические и деформационно-прочностные характеристики материала для металлических конструкций

МЕХАНИЧЕСКИЕ СВОЙСТВА МЕТАЛЛОВ

Металлические строительные конструкции изготовля­ют из сталей или алюминиевых сплавов. Поведение ме­талла в конструкции определяется его механическими снойствами: а) прочностью, б) упругостью, в) пластич­ностью, г) хрупкостью, д) выносливостью.

1. Прочность, упругость, пластичность. Показатели, характеризующие первые три свойства, выявляются при испытании образцов металла на разрыв .Пре­дел прочности (или временное сопротивление) а_вр— эти наибольшее напряжение, после достижения которого ма­териал начинает разрушаться. Упругостью называется свойство материала восстанавливать свою первоначаль­ную форму после снятия внешней нагрузки.

Пластичностью (или статической вязкостью) называ­ют свойство материала получать остаточные деформации после снятия внешней нагрузки. Чем больше эти дефор­мации, тем больше пластичность. Это свойство характе­ризуют: а) полное остаточное удлинение замеренное после разрушения образца; б) предел текучести — на­пряжение, при котором материал «течет». Диаграмма растяжения для сталей с высоким содержанием углеро­да, для алюминиевых сплавов и для многих низколеги­рованных сталей отличается полным или почти полным отсутствием площадки текучести. Для этих материалов предел текучести условно определяется как напряженке, при котором образец получает остаточное удлинение в 0,2% первоначальной длины

.

2. Пластическое и хрупкое разрушения. Пластическое (вязкое) разрушение наступает после больших дефор­маций (до 25% первоначальной длины элемента). Это чрезвычайно важно для практики — задолго до разруше­ния сооружение получает настолько большие пластиче­ские деформации, что они становятся заметными на глаз, и есть время усилить слабое место.

Гораздо опаснее хрупкое разрушение — материал раз­рушается внезапно, без видимых деформаций. Хрупко-втью называется способность материала разрушаться, при ничтожных деформациях. Так разрушается стекло. Но, как показал опыт, в некоторых условиях даже очень пластичная сталь способна к хрупкому разрушению. В наблюдавшихся случаях хрупкого разрушения сталь­ных резервуаров, мостов и стропильных ферм трещины возникали мгновенно; разрушение сопровождалось зву­ком, подобным выстрелу, и, как правило, происходило при понижении температуры.

Хрупкому разрушению стали способствуют: а) низ­кая температура; б) наличие концентраторов напряже­ний и объемных напряжений; в) динамический эффект нагрузки; г) усталость; д) повышенная хрупкость неко­торых марок стали; е) наклеп и старение.

3. Концентраторы напряжений. Если материал под­вергается растяжению или сжатию по двум или по трем направлениям (рис. 4.2,6, в), говорят, что он находится в условиях сложного напряженного состояния.

Показателем, характеризующим хрупкость металла, является ударная вязкость — работа, затраченная на ма­ятниковом копре для разрушения специального стандарт­ного образца. Чем больше ударная вязкость, тем меньше хрупкость материала. Ударная вязкость уменьшается при понижении температуры, а также после наклепа и" старения.

4. Выносливость. Многие конструкции испытывают воздействие повторяющейся нагрузки (мосты, подкрано­вые балки, балки под моторы и вентиляторы и т.д.). Опыт показывает, что при длительном воздействии пов­торяющихся нагрузок конструкции иногда разрушаются даже при напряжениях, меньших, чем многократно воз­никавшие ранее напряжения. Разрушение всегда проис­ходит внезапно, без видимой деформации, т. е. носит хрупкий характер, хотя материал может обладать пре­красными пластическими свойствами и хорошей ударной вязкостью.

Если наибольшие напряжения цикла превосходят предел текучести (что может быть около концентраторов напряжений), то разрушение наступает быстро,

5. Наклеп и старение. Если образец стали растянуть выше предела его улругостн до напряжения а₀а затем разгрузить, то появятся остаточные де­формации Если через некоторое время этот образец снова загрузить, то работа его резко изменится: предел упругости возрастет удлинения при разрушении уменьшатся на величину предварительной вы­тяжки. Таким образом, мы как бы получим другой материал с новыми свойствами (меньшей пла­стичностью и большей упругостью). Повышение предела упругости с одновременным увеличением хрупкости в ре­зультате предшествующей пластической деформации на­зывается наклепом, или нагартовкой. На явлении накле­па основано получение упрочненных вытяжкой арма­турных сталей, применяемых в железобетонных конструкциях.

Старением называется изменение свойств материала с течением времени. При старении металлов перестраи­вается их структура, вследствие чего повышаются хруп­кость, предел текучести и временное сопротивление (та­ким образом, влияние старения на механические свойст­ва металлов во многом аналогично влиянию наклепа). Старению способствуют развитие пластических дефор­маций и температурные колебания. Там, где такие дефор­мации возникают (при правке металла, около концен­траторов напряжений), в результате старения значитель­но снижается сопротивление металла хрупкому разрушению. Искусственное старение заключается в пла­стическом деформировании и последующем небольшом нагреве, его используют иногда для упрочнения алюми­ниевых сплавов.

№34.Классы и марки металлич материалов,сортамент.

Классификация стали :

-по механич свойствам:1-обычной прочности (малоуглеродистые стали);2-повышенной прочности(низколигированные стали);3-высокопрочные стали(низколигированные стали).

-по способу производства:1-мартеновские;2-кислородно-конвекторные.

- по назначению(гарантийным сво-вам):

А-гарантия механич сво-в; Б- с гарантией химич сво-ва; В- с гарантией механич сво-в и химич состава. В строит конструкциях применяют сталь группы В.

- по способу поставки: горячекатаные стали и термически обработанные.

- по химич составу: углеродистые, лигированные, низколигированные.

Выбор марок стали для строит конструкций зависит от: температуры среды, характера нагружения, вида НДС( напряжённо-деформируемого состояния), способа соединения элементов, толщины проката.

В зависимости от условий работы мат-ла все виды конструкций разделены на 4 группы:

I- сварные конструкции, работающие в особо тяжёлых условиях, II-сварные конструкции, работающие на статич нагрузку(фермы,ригели,балки, растянутые и изогнутые элементы) а также I группа без сварки, III- сварные конструкции, работающие на сжатие( колонны, стойки, опоры, элементы настила) а также II группа без сварки, IV- вспомогат конструкции и элементы( связи, элементы фахверка, лестницы, ограждения) а также III группа без сварки.

Сортаментом называют перечень прокатываемых, холодногнутых или прессованных полуфабрикатов и изделий с указанием их основных геометрич размеров, формы сечения, величин допусков и линейной массы. Оптимальные формы основных попереч сечений стальных и алюминиевых профилей: уголки равнополочные и неравнополочные, швеллеры, двутавры, круглые и прямоугольные трубы, листы. Наибольшее прмение в строительных конструкциях получил сортамент прокатной стали.

№35Металлические фермы.

Ферма- сквозная несущая конструкция, состоящая из стержней, расположенных в одной плокости и соединённых в узлах между собой таким образом, что они образуют решётчатую систему, геометрически неизменяемую даже в том случае, если все реальные узловые соединения будут заменены идельными шарнирами. В строительстве кроме стропильных и подстропильных встречаются фермы междуэтаж перекрытий, мостовые, подкрановые. Метал фермы изготовляют из стали или алюминиевых сплавов. Ферма как конструкция, перекрывающая пролёт, в целом работает на изгиб. Однако её стержневая стьруктура решена геометрически так, что изгибные явления в ней исключены и трансформированы в продольные усилия, растягивающие или сжимающие. Фермы, как и балки, могут быть двухопорными, многоопорными(неразрезными) и консольными. Неразрезные и консольные фермы используются редко.

Важнейшим геометрическим параметром фермы является её относительная высота h/L.

Особенности металлических ферм.

Область применения метал ферм- пролёты более24 м. пролёты метал ферм доходят иногда до 100 м.ещё в СССР разработаны типовые фермы промышленных зданий пролётом 24, 30 36 м: трапециевидные двускатные, с параллельными поясами под плоскую кровлю, треугольные, трапециевидные односкатные, с параллельными поясами под двускатную пологую кровлю, подстропильные. Они обладают следующими признаками: длина панели верхнего пояса( проекции на горизонталь) 3000 мм, единая для каждого типа высота опорной стойки- 3150, 2200 и 450 мм, максимальный размер по высоте отправочной марки 3850 мм, шаг ферм 6 и 12 м.

Металлич фермы условно делят на лёгкие и тяжёлые. К последним относят относят фермы с усилиями в поясах, превышающими 4000…5000 кН. Лёгкие фермы имеют одностенчатую решётку с одним рядом узловых фасонок и вовсе без них, пояса – таврового и трубчатого сечения. Решётка тяжёлых ферм двухстенчатая, с двумя рядами фасонок и с поясами двутаврового и коробчатого сечения. Основным сортаментом, из которого компонуются элементы лёгких ферм, являются горячекаткнные профили(уголки, швеллеры, тавры) , холодногнутые открытые профили и бесшовные трубы. При компоновке сечений тяжёлых ферм, кроме того, используются широкополосная сталь и двутавры.

Фермы из парных уголков.принадлежат к наиболее распространённым . стремление к снижению расхода металла находит выражение в замене тавровых сечений из пары уголков цельными таврами.

Фермы из одиночных уголков.применяются при небольших нагрузках и в этих случаях позволяют получить некоторую экономию металла. Возможны комбинированные решения: пояса из одиночных уголков , решётка- из парных.

Трубчатые фермы.выполняют из круглых горячекатаных и электросварных труб.

Фермы из гнутых профилей. Замкнутого и открвтого прямоугольного сечения отличаются простотой узлов и сокращением их числа.

Фермы с поясами из широкополочных двутавров. Проектируют обычно с параллельными поясами в целях упрощения конструкции узлов и типизации элементов решётки.

Тяжёлые фермы больших пролётов.превышающих 50…60 м и доходящих до 100, проектируют как правило с двухстенчатой решёткой. Обычные профили поясов- коробчатые, трубчатые, Н и П образные

Расчёт растянутых стержней выполняют по формуле σ= N/A_n<=R_yγ_c

Сжатых по этой же и σ= N/φA<=R_yγ_c , где φ- коэф-нт продольного изгиба, А- площадь поперечного сечения стержня, γ_c– коэф-нт условий работы; задаваясь предварительно гибкостью поясов λ=80…60 и решётки λ= 120…100.

Стропильные фермы из алюминиевых сплавов значительно дороже стальных и в строительной практике встречаются редко. Область применения алюмин ферм определяют основные сво-ва материала лёгкость и высокая коррозионная стойкость. Замена стали алюминием становится целесообразной, когда собственный вес фермы составляет главную часть суммы всех нагрузок. Также использование алюмин ферм целесообразно в отдалённых районах страны, где транспортные расходы составляют существенную часть суммы всего строительства. Также их использование оправдано для покрытий предприятий химич промышленности с высокоагрессивной средой.

№36Металлич каркас одноэтажных промышленных зданий.

Несущий каркас одноэтаж промышленного здания состоит из взаимно связанных между собой поперечных рам,образованных колоннами и ригелями, в качестве которых используются балки, фермы и арки с затяжками.

Наряду с плоскими рамами в одноэтаж пром зданиях широко применяются пространственные конструкции.

Каркасы одноэтаж пром зданий могут выполняться в жб, металле и дереве. При больших нгрузках и значительных пролётах, а также при мостовых кранах большой грузоподъёмности следует использовать стальной каркас.

Стальные каркасы с лёгкими металлич конструкциями могут успешно конкурировать по стоимости и трудоёмкости с жб каркасами , начиная с пролётов 18м. широкое применение в одноэтаж пром зданиях находят поперечные рамы смешанной конструкции6 колонны- жб, ригели- металлич. Достоинством таких конструкций является меньшая стоимость, большая надёжность эксплуатации при воздействии высоких температур и высокоагрессивных сред.

Сетки колонн следует назначать размером 6х18, 6х24, 6х30, 6х36, 12х18, 12х24, 12х30 и 12х36. при этом пролёты принимать кратными 6, а шаги между рамами преимущественно 12м. при шаге колонн 12м часто устраивают дополнительные фахверковые колонны.

Поперечные рамы одноэтаж зданий можно классифицировать по ряду признаков: по сопряжению ригеля с колоннами, по числу пролётов, по сечению стоек, по конструкции ригеля и его очертания. Конструкция ригеля сплошного или сквозного сечения зависит главным образом от пролёта. При пролётах более 18 м ригели проектируются в виде ферм с целью экономии материала.

Пространственная жёсткость и устойчивость каркасов одноэтаж зданий в период монтажа и в процессе эксплуатации обеспечивается структурной системой связей, поставленных в пределах блока покрытия и в пределах высоты колонн каркаса.

Основными связями, обеспечивающими общую устойчивость пространственного каркаса в продольном направлении, являются связи между колоннами каркаса. Вертикальные связи между колоннами совместно с защемлёнными в фундаменте колоннами обеспечивают геометрическую неизменяемость системы, воспринимают давление от ветра на торец здания

Для одноэтаж хзданий со стальным каркасом наибольшее распространение получили рамы бесшарнирного типа.

№37Металлич каркасы многоэтажных зданий.

По статической схеме выделяют 9 основных конструктивных схем каркасов: связевая, рамная, рамно-связевая, связевая со стволом жёсткости, коробчатая( оболочковая) схема с внутренними колоннами, многосекционная коробчатая схема, коробчатая система с пространственной раскосной решёткой. Выбор статической схемы зависит главным образом от высоты и назначения проектируемого сооружения. Для гражданских зданий до 20 этажей наибольшее распространение получила связевая схема. В промышленных зданиях до 20 этажей, а также в гражданских зданиях 20-30 этажей, целесообразно использовать рамную схему, имеющую жёсткое сопряжение ригелей с колоннами. Рамные каркасы отличаются способностью перераспределять усилия в случаях перенапряжения отдельных элементов каркаса, возможностью более свободной планировки здания. Однако с экономической точки зрения рамные каркасы уступают по материалоёмкости, трудоемкости и стоимости связевым каркасам. При дальнейшем увеличении этажности и горизонтальных ветровых нагрузок находит применение комбинированная рамно-связевая схема. Благодаря применению связевых панелей- диафрагм жб стен в виде стальных решётчатых конструкций или сплошных в рамно-связевых каркасах увеличивается способность здания сопротивляться изгибу от горизонтальных нагрузок. Панели- диафрагмы размещают в продольном и поперечном направлениях здания.

Большой жёсткостью в горизонтальном направлении обладают каркасно- ствольные схемы здания: связевая и рамная со стволом жёсткости. В таких схемах отдельные диафрагмы объединены в вертикальный как правило, замкнутый ствол, который имеет большую жёсткость. Стволы жёсткости формируют вокруг лестничных клеток, вертикальных лифтовых шахт, проёмов инженерных коммуникаций и спец помещений

При количестве этажей более 60 используют коробчатые схемы с внутренним каркасом. Дальнейшее повышение жёсткости каркасов зданий , имеющих количество этажей больше ста, достигается включением в работу коробчатой схемы внутренних плоских стен-диафрагм. Опыт строительства высотных каркасных зданий показывает, что здания башенного типа независимо от формы в плане не должны превышать по длине 60 м , а по ширине 30м.

В стальных каркасах наиболее распространёнными типами сечений колонн являются двутавровые, крестообразные, прямоугольные или квадратные коробчатые профили. Для балочных клеток используют двутавровые профили, реже швеллерные и коробчатые.

Каркасы многоэтажных зданий рассчитывают на прочность и жёсткость. Несущую способность каркаса определяют при одновременном воздействии вертикальных и горизонтальных нагрузок.

№39Балочные большепролетные металлич покрытия.

Металлические балки представляют собой простейшую конструктивную форму. Их используют как несущие конструкции перекрытия двух- и многоэтажных зданий и покрытия одноэтажных зданий. Наиболее характерными пролётами балок являются 6…18 м в системе перекрытия и 18…24 в системе покрытия. Наиболее целесообразными профилями балок являются двутавровые и швеллерные. Наиболее рациональными являются прокатные балки двутаврового сечения. Балки из широкополочных двутавров благодаря большей высоте стенки имеют более широкую область применения. При недостаточной несущей способности и жёсткости прокатных балок изготавливаются составные сварные балки. Простейшая составная балка состоит из трёх листов: вертикального- стенки и двух горизонтальных поясов. В последнее время в строительстве находят применение балки с перфорированной стенкой. При увеличении пролёта или расчётной нагрузки выгодным является применение стальных предварительно напряжённых балок.

Наибольшее применение в строительстве находят однопролётные балки, как наиболее простые в монтаже и эксплуатации.

Балочная клетка включает главные балки, перекрывающие основной пролёт l с шагом L=7…9м, и второстепенные балки, опирающиеся на главные с шагом B =1.5…3 м. Оптимальная относительная высота главной балки лежит в пределах l/10…l/15. в зависимости от взаимного расположения главных и второстепенных балок различают три типа балочных клеток: с этажным расположением второстепенных балок, со второстепенными балками в одном уровне с верхней полкой главной балки, с пониженным расположением второстепенных балок.

Расчёт балок производится в той же последовательности, в какой передаётся нагрузка: балка настила, второстепенная и главная балка.

Расчёт прокатных балок из прокатных или гнутых профилей сводится к определению необходимого номера профиля по сортаменту и проверке его на прочность, жёсткость и устойчивость.

Для предупреждения местной потери устойчивости стенки устраивают основные поперечные вертикальные и продольные горизонтальные рёбра жёсткости.

№40Рамные металлич большепролётные покрытия.

Рамами называют стержневые конструкции, состоящие из вертикальных элементов(стоек)и горизонтальных(ригелей), жёстко соединённых между собой в узлах. Приложение к любому элементу рамы нагрузки, вызывающей поворот или перемещение этих узлов, приводит в силу их жёсткости к включению в работу всех остальных элементов. В этом заключается резерв несущей способности, отличающий раму с жёсткими узлами от систем с шарнирами. Рамы бывают однопролётными(простыми), многопролетными многоэтажными(сложными). Простые рамы составляют несущую конструктивную основу одноэтажных промышленных и общественных зданий. Пролёты, перекрываемые рамами, колеблются от небольших до рекордных , превышающих 100м. генеральные размеры рам подчинены функциональным требованиям. Положение стоек(вертикальное, наклонное) и очертание ригеля(прямой, ломанный, криволинейный) определяются архитектурой сооружения. Окончательная компоновка геометрической схемы рамы и её рабочих сечений решается на основе конструктивных соображений и результатов статических расчётов. Рамы-распорные конструкции. Делятся на трёх-, двух-, и бесшарнирные. Поперечное сечение рам может быть сквозным и сплошностенчатым. Основная архитектурная особенность рамы- наличие вертикальных прямых элементов-стоек. Основная конструктивная особенность простых рам- наличие карнизного узла, в котором сходятся ригель и стойка. Очертание оси рамы обычно сильно отличается от линии давления, поэтому в системе силовых воздействий на раму изгибающие моменты играют более заметную роль. В рамах, как и в арках, могут быть установлены для восприятия распора затяжки. Особенно уместны затяжки в карнизных узлах рам с ломаным или криволинейным ригелем. Помимо уменьшения распора их постановка способствует снижению величины моментов в карнизных узлах. Одной из задач рационального проектирования рам является снижение величины изгибающего момента в пролёте ригеля. Распор рам воспринимают фундаменты, массивные конструкции примыкающих сооружений или затяжки, обычно располагаемые в толще пола или под ним.Меаллические рамы используют для перекрытия больших пролётов от 40 до 150 м. большие пролёты перекрывают двухшарнирными и бесшарнирными рамами. Они отличаются повышенной жёсткостью, лёгкостью и меньшим расходом материала. При пролётах более 60м рациональнее использовать сквозные рамы. Высота ригеля сплошностенчатых рам составляет в среднем от 1/30 до 1/40 пролёта, решётчатых- от 1/12 до 1/25. шаг рам принимается обычно 6 и 12м.

Рамы рассчитывают на действие всех видов нагрузок, обычных для ферм и арок. Однако для поперечных рам промышленных сооружений характерны ещё и крановые нагрузки- вертикальные и горизонтальные. Статический расчёт начинается с определения опорных реакций. Дальнейший расчёт предусматривает установление характера распределения по длине элементов рамы изгибающих моментов, продольных и поперечных сил. Состав сечений элементов рамы (ригеля, стоек) определяется его видом(сплошностенчатое, решётчатое) и зависит от пролёта рамы, высоты стоек, соотношения жёсткостей элементов рамы, величины нагрузки и физико- механич сво-в материала. Конструктивная высота (высота сечения)ригеля определяется главным образом величиной изгибающего момента в пролёте. Как правило она меньше , чем высота фермы или балки того же пролёта. Критическую силу потери устойчивости рамы определяют по формуле Ncr=²EI/ l²_ef.

№41Арочные большепролётные металлич покрытия.

По очертанию арки бывают параболическими, круговыми, треугольными, реже втречаются арки, очерченные по цепной линии, эллиптические, коробовые и ползучие. В зависимости от стрелы подъёма делятся на пологие и подъёмистые. По наличию или отсутствию опорных и ключевых шарниров арки делят на трёхшарнирные, двухшарнирные и бесшарнирные. Для арок характерны большие пролёты. Они начинают успешно конкурировать с фермами при пролётах более30 м. нередко арками перекрывают пролёты около60 м, а рекордные пролёты достигают 100м.

Распор арок воспринимается непосредственно фундаментом или жёсткими опорными конструкциями. Арки пологие, используемые как несущие конструкции перекрытий, имеют как правило, затяжки. Арки подъёмистые, устанавливаемые на грунтовые основания, передают распор фундаментам, которые рассчитываются на полную опорную реакцию. Если грунт слабый и имеется опасность сдвига фундамента, то в плоскости пола или под полом дополнительно устанавливают затяжки. Чем положе арка, тем больше распор.

Арки, очертание осей которых сливается с кривой давления, испытывают только сжатие.( уравнение кривой давления y(x) находят из формулы арочного момента Mx=Mx-F_hy ). В случае расхождения этих линий в арке возникает изгибающий момент.

По конструкции арки могут быть сплошностенчатыми или сквозными.Сплошностенчатые арки сравнительно небольших пролётов можно изготавливать из прокатных профилей. Рабочее сечение более мощных арок компонуют в виде двутавровых или коробчатых профилей . высота сечения арки при пролётах до 60 м оставляет 1/50…1/60 пролёта, при больших пролётах 1/60 …1/80. рёбра жёсткости устанавливают на расстояниях, примернр равных высоте сечения арки. Сплошностенчатые арки рассчитывают на прочность как сжато-изгибаемые элементы.

Сквозные арки(решётчатые). Пояса таких арок компонуют из прокатных профилей и труб. Решётка обычно треугольная, часто с дополнительными стойками. Высота арок пролётом до 60м составляет 1/30…1/45 пролёта, больших пролётов 1/45…1/60. опорные шарниры арок бывают трёх типов: плиточные, пятниковые и балансирные.

Статический расчёт арок: начинается с определения опорных реакций,далее определяются изгибающий момент, продольная и поперечная силы.для конструктивного расчёта арок достаточно знания М,N и Q в характерных точках(на опорах, в середине и четвертях пролёта).для оценки устойчивости арки в плоскости изгибанеобходимо представить себе вероятный вид её деформирования. Различают 2 вида потери устойчивости- симметричный и несимметричный. Устойчивость арки в плоскости изгиба определяют при расчётной длине, равной расстоянию между точками крепления связей. Утойчивость оценивается критической силой Ncr=²EI/ l²_ef.

Основные физико-механич сво-ва дерева и пластмасс .

Наиболее важными физико-механич сво-вами древесины являются расчётное сопротивление R и жёсткость древесины, определяемая модулем упругости Е.

СНиП даёт расчётное сопротивление R для древесины из сосны и ели. Для других пород его получают путём умножения расчётного сопротивления сосны и ели на переходные коэффициенты m_n. Строительные конструкции из дерева могут эксплуатироваться в различных температурно-влажностных режимах и их сопротивления зависят от условий работы и эксплуатации.

R^, =Rxm_nxm_вxm_бxm_сл

R – расчётное сопротивление древесины сосны и ели

m_n– переходный коэффициент для породы древесины, принимаемый из таблицы

m_в– коэф-т, учитывающийтемпературно-влажностный режим эксплуатации

m_б- коэф-т, учитывающий абсолютную высоту деревянного элемента(клееного)

m_сл- коэф-т для клееной древесины, учитывающий толщину клееных досок.

Модуль упругости реальной древесины любой породы принимается для конструкций, эксплуатируемых в нормальных температурно-влажностных условиях, равным 10⁴ МПа.

Модуль упругости пластмасс не превышает10⁴ МПа. Расчётное же сопротивление сжатию и растяжению наиболее прочных стеклопластиков достигает 100МПа.

№42Купольные металлич покрытия.

Куполами называют пространственные конструкции двоякой кривизны, перекрывающие планы, главным образом круговые или многоугольные, вписанные в окружность.по конструктивному признаку купола делятся на ребристые, сетчатые, панельные и тонкостенные(купола- оболочки).

Рекордные пролёты ребристых стальных куполов превышают 200м.

Рёбра куполов выполняют сплошностенчатыми высотой h= D/100…D/150 или сквозными высотой h= D/30…D/60/. Высоту сечения кругового или многоугольного нижнего кольца принимают равной 1/10…1/15 шага колонн, ширину 1/5 высоты. Верхнее кольцо проектируют круговым, из согнутых профилей(двутавров, швеллеров) или составного сечения. Связями между рёбрами ребристых куполов служат кольцевые прогоны, по которым укладывают кровельный настил, и диагональные связи.

Стержни сетчатых куполов в основном центрально-сжатые, рационально проектировать трубчатыми.

Для панельных куполов часто используется сетка Чебышева с ромбическими панелями. Каждая панель состоит из двух треугольных листов, объединённых в ромб. Материалом панелей чаще всего служат алюминиевые сплавы. Вес алюминиевых куполов примерно вдвое меньше.

К сетчатым куполам близки по конструкции пологие сетчатые покрытия положительной Гауссовой кривизны на прямоугольном или многоугольном плане.

Металлические сетчатые покрытия состоят из оболочки и диафрагм, поддерживающих их контур и опирающихся на колонны.Увеличение пролёта пологих сетчатых покрытий ведёт к появлению второго пояса.

№44Однопоясные металлич висячие покрытия.

Для несущих элементов висячих покрытий используют канаты из стальной проволоки одинарной или двойной свивки, а также пучки и пряди тонкой проволоки, реже- круглую или полосовую сталь. При анализе напряжённо- деформированного состояния гибкой нити учитывают её сво-во не сопротивляться изгибу и при любых комбинациях нагрузки принимать такую форму , при которой изгибающий момент внешних нагрузок во всех её точках становится равным нулю.

В отличие от жёстких конструкций гибкие нити характеризуются большой кинематической подвижностью.

Висячие покрытия имеют три основные особенности, которые находят отражение в архитектуре тех сооружений, где они играют заметную роль в объёмном решении: наличие сил распора, приложенных к наиболее возвышенным точкам сооружения, трудности водоотвода с вогнутой поверхности покрытия, кинематическая неустойчивость покрытия, обладающего малой изгибной жёсткостью.

Снижение деформативности висячего покрытия возможно при повышении изгибной жёсткости нитей. Жёсткая нить- это стержень, которому при изготовлении придано очертание верёвочной кривой от постоянной нагрузки. Закреплённая обоими концами на опорах, жёсткая нить испытывает главным образом растягивающие усилия. Жёсткими нитями могут служить стальные профили. Дальнейшее ужесточение нити приводит к сквозной системе- ферме, имеющей очертание провисающей нити. Как и любая висячая конструкция, она работает в основном на растяжение.

№45.Двухпоясные металлические висячие покрытия.

Две системы вант в покрытиях: несущих, имеющих выгиб вниз, и стабилизирующих, имеющих выгиб вверх, - делают эту систему мгновенно-жесткой, способной воспринимать нагрузки, действующие в двух различных направлениях (собственный вес покрытия и снег, действующие вниз, вызывают в несущей нити растяжение, а в стабилизирующей – сжатие и отсос ветра, действующий вверх, вызывает в нитях усилия обратного знака) независимо от жесткости кровли. Поэтому в большинстве покрытий данного типа применялась легкая кровля (обычно щитовая из оцинкованных металлических листов с утеплителем и гидроизоляцией).

Чтобы обеспечить работоспособность гибких стабилизирующих вант покрытия, система предварительно напрягается, причем величина предварительного растяжения стабилизирующих вант должна быть больше возможного сжатия в них же от временной нагрузки.

Большое влияние на экономическую эффективность системы оказывает способ размещения несущих и стабилизирующих вант. При размещении несущих вант над стабилизирующими они соединены между собой легкими растяжками, на которые требуется очень мало металла. Однако в этом случае для каждой системы вант приходится делать свой самостоятельный опорный контур. При размещении стабилизирующих вант наднесущими опорный контур для обеих систем вант может быть общим и расход материала на его устройство будет минимальным. Однако в этом случае потребуется больший расход металла на сжатые стойки, соединяющие обе системы вант, из-за необходимости обеспечения их устойчивости.

Усилия в поясах системы при действии на нее временной равномерно распределенной вертикальной нагрузки р приближенно можно определять, предполагая, что эта нагрузка распределена между поясами, по формулам:

Распор несущего пояса Н_н = Н_но + [М⁰(р_н)]/f_н ;

Остаточный распор стабилизирующего пояса Н_с = Н_с^п – [М⁰ (р_с)]/f_с

Величину предварительного напряжения системы надо назначать так, чтобы остаточное усилие в стабилизирующем поясе при действии расчетной нагрузки р было положительным: Н_с> 0.

Прогиб системы от временной нагрузки р можно приближенно определить по формуле:

№46. Металлические покрытия с жесткими нитями.

Висячие покрытия из изгибно-жестких элементов компонуют обычно из провисающих двутавровых балок или стальных ферм, закрепленных по краям и воспринимающих растяжение и изгиб. Покрытие проектируют из системы параллельных или радиально расположенных балок (ферм). Ограждающей конструкцией служат легкие щиты покрытия, уложенные непосредственно по верхним поясам изгибно-жестких элементов или по прогонам. Чаще всего в качестве ограждающей конструкции используют профилированный стальной настил. Пример применения изгибно-жесткой системы покрытия из параллельных висячих стальных ферм – покрытие пролетом 104м над овальным в плане зданием Олимпийского плавательного бассейна в Москве. Покрытие имеет опорный контур из пересекающихся наклонных сталежелезобетонных арок.

В покрытиях этой системы в качестве несущих элементов обычно используют криволинейные двутавры или фермы, хорошо работающие как на растяжение, так и на изгиб. Их называют изгибно-жесткими нитями. Под действием внешней нагрузки они работают на растяжение с изгибом, причем для уменьшения изгиба от постоянной нагрузки кривую их провеса принимают в них временные шарниры, превращая их в гибкую нить. Перед завершением строительства временные шарниры замыкают, а на временные нагрузки они работают как изгибно-жесткие нити. При действии неравномерно распределенной нагрузки изгибно-жесткие нити начинают сильно сопротивляться местному изгибу от кинематических перемещений, чем зачительно уменьшают деформатиность всего покрытия. Деформации опор также вызывают в них дополнительные изгибающие моменты.

Существенным преимуществом системы является возможность устройства легкой кровли и отсутствие необходимости в предварительном напряжении (его роль выполняет изгибная жесткость элементов), что значительно облегчает как сами несущие, так и опорные конструкции.

№48. Седловидные металлические висячие покрытия.

Покрытие седловидными сетками применяется для постоянных и временных сооружений.

Сетка покрытия, имеющая выгнутые вниз несущие и выгнутые вверх стабилизирующие тросы, принимается по поверхности двоякой кривизны (чаще всего по поверхности гиперболического параболоида); такая форма поверхности позволяет предварительно напрягать сетку. Сетка двоякой кривизны по своей геометрической связности является мгновенно-жесткой системой и, подобно двухпоясным системам, для устойчивой работы стабилизирующих тросов требует предварительного напряжения. Расстояние между смежными параллельными тросами сетки зависит от конструкции кровли. В легких сооружениях, покрытых пленкой или брезентом, оно не должно превышать 1м во избежание образования больших водяных мешков.

Форма плана покрытия может быть весьма разнообразной, но в постоянных сооружениях сетку чаще всего закрепляют на две наклонные железобетонные параболические арки или опорное кольцо сложной конфигурации, которые и воспринимают тяжение сетки покрытия.

Во временных сооружениях сетка часто окаймляется более мощным тросом – подбором, который, работая на растяжение, служит опорной конструкцией сетки.

Работа сетки при действии внешней нагрузки подобна работе двухпоясной системы, т.е. внешняя нагрузка увеличивает начальные растягивающие усилия в несущих тросах и уменьшает начальное растяжение в стабилизирующих. На работу сетки оказывает большое влияние деформация опорной конструкции, уменьшающая предварительное напряжение сетки и увеличивающая ее прогибы.

Поверхность сетки в постоянных сооружениях, где значительные постоянные нагрузки равномерно распределены по поверхности покрытия, рекомендуется принимать в форме гиперболического параболоида (гипара) по уравнению z = f_H (x\a)² – f_C (y\b)²

Выбор поверхности в форме гипара обеспечивает примерное равенство усилий во всех нитях каждого семейства при равномерном нагружении покрытия, а следовательно, и равенство сечений тросов.

В свою очередь выбор параболических арок в качестве опорной конструкции обеспечивает минимальные изгибающие моменты в них от одинаковых тяжений несущих нитей покрытия, а следовательно, и минимальные деформации самой опорной конструкции, что весьма благоприятно отражается на работе всего покрытия.

№49. Металлические мембранные покрытия.

Главным преимуществом этих систем являются совмещение несущей и ограждающей функций и индустриальность изготовления. Утеплитель и гидроизоляцию кровли в них укладывают непосредственно на несущую оболочку, не применяя кровельных плит.

Полотнища оболочек изготовляют на заводе и доставляют на строительство в виде рулонов, из которых на месте собирают всю оболочку без применения лесов. В готовом покрытии фермы работают вместе с оболочкой, увеличивая ее жесткость при действии неравномерных нагрузок.

Форма оболочек может быть весьма разнообразной: цилиндрическая, коническая, сферическая, чашеобразная, седловидная и шатровая. Большинство перечисленных форм оболочек работает по пространственной схеме, делает ее весьма выгодной и позволяет применять листы толщиной 2-5 мм.

Определение усилий в оболочке вращения прикрепленной по периметру к недеформируемому кольцу и нагруженной равномерно распределенной нагрузкой, может быть выполнено приближенно по безмоментной линейной теории.

Уравнение поверхности z = f/ (х/а)² + f (у/а)².

Желательно иметь непрерывное по всему периметру скрепление оболочки с опорным кольцом, т.к. это уменьшает изгибающие моменты в нем от действия неравномерных нагрузок. Кольцевые усилия в оболочке и опорном кольце взаимно противоположны по знаку и, взаимодействуя, частично гасят друг друга.

Мембранные покрытия получили развитие в связи со становлением специализированных заводов металлических конструкций, изготавливающих на автоматизированных технологических линиях раскроенные по проекту тонколистовые (толщиной 2-5мм) рулонные заготовки шириной до 10м и длиной на пролет или полупролет. На строительстве рулоны раскатывают по специальной «постели» из направляющих. В качестве направляющих используют стальные полосы, балки и легкие висячие фермы, которые располагаются по направлениям главной кривизны и фиксируют проектную геометрическую форму поверхности покрытия. Элементы постели одновременно обеспечивают стабилизазию покрытия. Продольные края «лепестков» соединяют друг с другом шовной сваркой или высокопрочными болтами.

Стрела провиса мембран составляет 1/15 – 1/20 пролета, форма поверхности покрытия на круглом плане – параболоид вращения, на эллиптическом – эллиптический параболоид. «Лепестки» мембран в этих случаях имеют треугольную форму, причем вершины треугольников крепят к центральному стальному растянутому кольцу, а «основание» к сжатому железобетонному или сталежелезобетонному кольцу опорного контура.

Преимуществом мембранных покрытий перед покрытиями из стержней и тросов является совмещение мембранной оболочкой несущих и ограждающих функций.

№50. Расчет по несущей способности металлических изгибаемых и сжатых элементов.

Потеря несущей способности может произойти вследствие разрушения материала, потери устойчивости, развития усталости. В основу расчета прочности положено условие: разрушение не наступит, если наибольшие напряжения, которые могут возникнуть за время эксплуатации, не превысят расчетного сопротивления. Усилие в рассчитываемом элементе определяется видом нагружения (при растяжении –нормальная сила N, при изгибе – изгибающий момент М и т.д.).

Структура формул для проверки общей устойчивости и выносливости полностью аналогична, но размер расчетного сопротивления умножается на понижающий коэффициент, величина которого зависит от характера работы элемента: при центральном сжатии применяется φ (коэффициент продольного изгиба), при внецентренном – φ_вн, при расчете общей устойчивости балки – φ_б, при расчете выносливости – γ.

Расчет центрально-сжатых элементов на устойчивость:σ = N/φF_бр ≤ R, где φ – коэффициент продольного изгиба, N – сжимающая сила, F_бр – площадь поперечного сечения элемента, R – расчетное сопротивление на сжатие.

φ = f(λ), λ = l₀/i, где l₀ – расчетная длина, i – радиус инерции.

Внецентренное сжатие на устойчивость: σ = N/φ_внF_бр ≤ R, φ_вн = f₂(λ, m, η).

Изгиб на прочность по нормальным напряжениям: σ = М/W_НТ ≤ R, где W_НТ = φ W_бр, где φ – коэффициент, учитывающий ослабление сечения.

Изгиб на общую устойчивость: σ = М/φ_бW_бр ≤ R.

Изгиб на прочность по касательным напряжениям: τ = QS_x/I_xδ_ст ≤R_ср

№51. Области применения каменных и армокаменных конструкций.

Природные камни, как и дерево, были первыми строительными материалами. Обожженный глиняный кирпич применялся примерно за 2000 лет до н.э. Каменную кладку вначале применяли при возведении башен различного назначения, массивных опор и стен, акведуков, оборонительных сооружений, в печах и т.д.

В настоящее время для фундаментов, стен и столбов зданий и сооружений, подпорных стен, плотин, дымовых труб, водонапорных башен, сводов, канализационных коллекторов, колодцев и других конструкций кладку делают из природных и искусственных камней малых и больших размеров; она отличается большим разнообразием по виду материала, по конструктивному решению и способам возведения.

Гипсовые, гипсобетонные и грунтовые камни, а также сырцовый (необожженный) кирпич применяют из-за их малой прочности и водостойкости для кладки стен одноэтажных временных зданий.

Известняковый камень – бут рваный, постелистый, под скобу и бутовая плита – применяется для кладки фундаментов и стен подвалов, а также при возведении стен одноэтажных с/х построек.

Тесаные камни из мрамора, песчаников, гранита, известняка плотного и других пород применяют для облицовок цоколей, столбов, стен, полов и т.д.

Облицовочные каменные материалы служат для оформления фасадов, отделки поверхностей стен и столбов. К этим материалам относятся: лицевой кирпич, керамические лицевые камни и облицовочные плиты, бетонные плиты и природный камень.

№52. Виды каменных материалов и строительных растворов.

В настоящее время для фундаментов, стен и столбов зданий и сооружений, подпорных стен, плотин, дымовых труб, водонапорных башен, сводов, канализационных коллекторов, колодцев и других конструкций кладку делают из природных и искусственных камней малых и больших размеров; она отличается большим разнообразием по виду материала, по конструктивному решению и способам возведения.

Наружные стены из кирпичной сплошной кладки ввиду большой теплопроводности кирпича получаются массивными (особенно в северных районах), поэтому их применение требует технико-экономического обоснования.

Чтобы повысить экономическую эффективность наружных стен зданий, рекомендуется применять облегченные кладки, а также сплошные кладки из пустотелого (пористого, дырчатого, пористодырчатого) кирпича и из эффективных пустотелых бетонных камней, если это возможно по условиям прочности конструкции.

Целесообразно применять облегченные кладки, а также кладки из легких керамических и бетонных камней. Такие кладки рекомендуются в первую очередь при строительстве малоэтажных зданий, а также в верхних этажах многоэтажных зданий, т.к. нагрузки от таких стен невелики и толщина их определяется в основном теплотехническим расчетом и требованиями звукоизоляции.

Стены из крупных блоков и панелей в наибольшей степени отвечают требованиям индустриализации строительства, они дешевле и менее трудоемки и поэтому в настоящее время занимают ведущее место в капитальном строительстве.

Каменная кладка состоит из камня и раствора, а в армированной кладке в швы закладывают стальную арматуру. В облегченные кладки включают также утеплитель.

Каменные материалы подразделяют по ряду признаков:

1. По происхождению – на природные, добываемые в карьерах, и искусственные, изготовляемые на заводах и полигонах из различного сырья путем обжига при высокой температуре или на основе вяжущих с твердением на воздухе или с термообработкой;

2. По величине – камни крупные (блоки) высотой 50см и более, мелкоштучные камни (обыкновенные) высотой до 200мм и кирпич высотой 65,88 и 103мм;

3. По материалу – искусственные камни: глиняные, силикатные, бетонные, легкобетонные, ячеистые и природные камни: гранит, известняк (бут), известняк-ракушечник, туф и др.

К каменным материалам предъявляются требования по прочности, долговечности и теплозащитным свойствам. Прочность камней характеризуется их марками.

Искусственные камни. Кирпич. Виды кирпича: глиняный обыкновенный (обожженный), силикатный, шлаковый, глиняный пустотелый.

Керамические пустотелые камни выпускаются с вертикальными или горизонтальными пустотами, объем пустот в них достигает 50-60%. Благодаря наличию пустот значительно улучшаются теплотехнические свойства камня.

Бетонные обыкновенные камни изготовляют из тяжелого бетона, из легкого бетона на пористых заполнителях и из ячеистого бетона. Камни выпускаются, как правило, облегченными с щелевидными пустотами или трехпустотные, но могут быть и сплошными (для фундаментов, цоколей и стен мокрых помещений).

Гипсовые, гипсобетонные и грунтовые камни, а также сырцовый (необожженный) кирпич применяют из-за их малой прочности и водостойкости для кладки стен одноэтажных временных зданий.

Природные камни добывают в карьерах из горных пород: доломитов, известняков, песчаников, гранита, туфа вулканического и др. Кладка из камней правильной формы, хорошо отесанных, имеет более высокую прочность, чем кладка из грубо отесанных камней.

Известняковый камень – бут рваный, постелистый, под скобу и бутовая плита – применяется для кладки фундаментов и стен подвалов, а также при возведении стен одноэтажных с/х построек.

Тесаные камни из мрамора, песчаников, гранита, известняка плотного и других пород применяют для облицовок цоколей, столбов, стен, полов и т.д.

Облицовочные каменные материалы служат для оформления фасадов, отделки поверхностей стен и столбов. К этим материалам относятся: лицевой кирпич, керамические лицевые камни и облицовочные плиты, бетонные плиты и природный камень.

Крупные блоки. Применяются бетонные, силикатные блоки, из кирпича и керамических камней, а также из природного камня. По назначению блоки подразделяют на фундаментные, для стен подвалов, цоколей, внутренних и наружных стен, сантехнические, для электропроводок, карнизные и др.

Строительные растворы. Раствор обеспечивает связь отдельных камней между собой, образуя единый монолит – кладку, уменьшает ее продуваемость и влагопроницаемость. В горизонтальных швах раствор способствует более равномерной передаче нагрузок между рядами кладки, что делает ее более прочной.

В зависимости от вида вяжущих различают растворы: цементные, известковые и смешанные (цементно-известковые и цементно-глиняные); применяются и чисто глиняные растворы. По плотности (в сухом состоянии) растворы для кладки подразделяют на: тяжелые при р≥1500 кг/м³ и легкие при р<1500 кг/м³.

Цементные растворы имеют высокую прочность и стойкость при атмосферных и других воздействиях. Но они требуют большого расхода цемента и поэтому дороги. Чтобы повысить пластичность и водоудерживающую способность цементных растворов, добавляют глину или известь около 10-20% объема цемента. Растворы с такими добавками наз. смешанными.

Известковые и глиняные растворы обладают низкой прочностью, медленно твердеют во времени, подвержены быстрому разрушению при повышенной влажности. Их применяют только для малонагруженных стен зданий, а глиняные растворы – при кладке печей.

53. Марки каменных материалов и растворов.

К каменным материалам предъявляются требования по прочности, долговечности и теплозащитным свойствам. Прочность камней характеризуется их марками.

Марка камней определяется по временному сопротивлению их при сжатии в кгс/см² (или Н/м² = Па) в образцах установленной формы и размеров, а для кирпича – в зависимости от временного сопротивления его при сжатии и изгибе.

Каменные материалы подразделяют на следующие группы: высокой прочности (марок 300, 400, 500, 600, 800, 1000), средней прочности (марок 35, 50, 75, 100, 125, 150, 200, 250) и низкой прочности (марок 4, 7, 10, 15, 25). Марки пустотелых камней и природных камней (слоистых) определяют испытанием их на сжатие в том положении, в каком они будут находиться под нагрузкой в конструкции.

Марку сплошных и пустотелых бетонных и силикатных крупных блоков R определяют проектной прочностью бетона при сжатии в кубах с ребрами 20см.

Бетоны, применяемые в качестве утеплителей кладки, должны иметь проектные марки по временному сопротивлению сжатию 7, 10, 15, а для вкладышей и плит не менее 10.

Долговечность каменных материалов характеризуется их стойкостью против атмосферных воздействий и определяется испытанием на морозостойкость. Требуемая морозостойкость материала Мрз, измеряемая числом циклов замораживания и оттаивания в насыщенном водой состоянии, для разных сооружений неодинакова и зависит от условий эксплуатации здания и степени надежности конструкции. Согласно СНиП, установлены следующие проектные марки каменных материалов и бетонов по морозостойкости – Мрз 10, 15, 25, 35, 50, 100, 150, 200 и 300.

Прочностные свойства растворов характеризуются следующими марками: 4, 10, 25, 50, 75, 100, 150 и 200. Марки раствора – это предел прочности при сжатии R₂₈, кгс/см², образцов кубов размером 70,7х70,7х70,7 мм, выдержанных 28 сут. и испытанных согласно ГОСТ.

52. Расчет каменной кладки на центральное и внецентренное сжатие.

1. При центральном сжатии напряжения равномерно распределяются по сечению элемента. Несущая способность таких элементов зависит не только от прочности кладки, но и от гибкости элементов. Гибкость элемента λ определяется отношением расчетной высоты (длины) l₀ к величине меньшей стороны сечения h или меньшему радиусу инерции сечения элемента r:

λ = l₀/h или λ = l₀/r_мин

Элементы с малой гибкостью разрушаются, как правило, от достижения напряжениями в кладке предела прочности (временного сопротивления) сжатию σ = R.

Из условия равновесия усилий на вертикальную ось можно записать, что в момент разрушения N = R¹F, где N – внешняя нормальная сила, F – площадь сечения, R – предел прочности кладки.

В элементах большой гибкости разрушение происходит от потери устойчивости при напряжениях в сечении меньше предельных σ <R¹.

Это снижение несущей способности учитывают введением в расчетную формулу коэффициента φ ≤ 1, называемого коэффициентом продольного изгиба.

Расчетная формула для определения несущей способности элемента с учетом потери устойчивости: R=(R¹/k)*m_K, где m_К – коэффициент условий работы кладки.

Таким образом, условие для расчета неармированных центрально сжатых элементов по несущей способности примет вид N≤ m_длφRF.

Коэффициент продольного изгиба φ зависит от упругой характеристики кладки α и гибкости элемента λ. В нормах значения φ даны для кладок при α = 1000; для других кладок, глее α не равна 1000, коэффициент φ принимают по приведенной гибкости элемента λ_пр^h или λ_пр^r:

Расчетная высота l₀ каменных стен и столбов зависит от условий закрепления их концов на опорах:

А) при шарнирном опирании на неподвижные в горизонтальном направлении опоры l₀ = H (где Н – высота этажа);

Б) Для свободно стоящих конструкций при отсутствии связи их с перекрытиями или другими горизонтальными опорами l₀ =2Н;

В) для конструкций с частично защемленными опорными сечениями – не менее l₀ = 0,8Н.

Опытами установлено, что ввиду неоднородности кладки невозможно точно приложить внешнюю силу по физической оси элемента. Всегда есть какой-то случайный небольшой эксцентрицитет е₀, который для стен толщиной более 25 см вообще не учитывается. Однако в тонких гибких элементах при длительном действии нагрузки с течением времени в результате явлений ползучести кладки происходит постепенное увеличение отклонения элемента от первоначального положения, вследствие чего увеличиваются и случайные эксцентрицитеты приложения силы и изгибающие моменты, вызываемые этими эксцентрицитетами. Это приводит к снижению прочности кладки. Учитывают этот фактор введением в расчетную формулу коэффициента m_дл ≤ 1.

Коэффициент m_дл принимают равным единице, когда меньшая сторона прямоугольного сечения элемента h ≥ 30см или меньший радиус инерции сечения r ≥ 8,7см. В остальных случаях для центрально-сжатых элементов (при е₀ = 0) коэффициент вычисляют по формуле m_дл = 1 – η (N_дл/N)

2. Внецентренное сжатие является наиболее распространенным видом работы каменных конструкций. Оно возникает, когда вертикальная нагрузка N передается не по оси элемента, а с некоторым эксцентрицитетом е₀. Внецентренное сжатие может быть также вызвано действием изгибающего момента М от поперечной (горизонтальной) нагрузки, например от давления ветра, давления земли на стены подвала, тормозных усилий от мостовых кранов в промышленных зданиях и т.д. В этом случае эксцентрицитет е₀ = M/N. Тонкие гибкие элементы каменных конструкций (стены, столбы) толщиной менее или равные 25см, которые испытывают центральное нагружение, тоже рассчитывают как внецентренно-сжатые с учетом случайных эксцентрицитетов, равных: для несущих стен 2см, для самонесущих стен и отдельных слоев трехслойных несущих стен 1см. При эксцентрицитете продольной силы его суммируют со случайным эксцентрицитетом: е = е₀ + (1 … 2см).

Напряженное состояние кладки. При внецентренном сжатии кладки одна часть сечения (со стороны приложения вертикальной силы) более сжата, а другая, противоположная часть, менее сжата или может быть даже растянута при значительных эксцентрицитетах. Эпюра напряжений σ имеет криволинейное очертание.

В случае сравнительно малых эксцентрицитетов, когда е₀ находится в пределах ядра сечения, эпюра напряжений будет однозначна (сжатие) и разрушение элемента будет происходить со стороны более сжатой грани при σ = R.

При значительных эксцентрицитетах е₀ эпюра напряжений двухзначна. В растянутой зоне при достижении предела прочности кладки растяжению по горизонтальным швам образуются трещины, и эта часть кладки как бы исключается из работы. В сжатой зоне сечения со стороны продольной силы нагрузку воспринимает ненарушенная часть сечения высотой h¹. Чтобы упростить расчеты, фактическую криволинейную эпюру напряжений заменяют здесь прямоугольной.

В предельном состоянии несущая способность внецентренно-сжатого элемента определяется сопротивлением сжатой части кладки F_с с учетом снижения прочности от потери устойчивости (коэффициент φ₁) и в результате ползучести при длительном действии нагрузки (коэффициент m_дл). В общем виде формула для расчета сечений неармированной кладки имеет след.вид (из условия равенства внутренних и внешних сил на вертикальную ось ΣN_у-у = 0): N≤ m_длφ₁RF_cω, где R – расчетное сопротивление кладки сжатию, F_с - площадь сжатой части сечения, у которой центр тяжести совпадает с точкой приложения внешней силы N.

Для прямоугольного сечения формула примет вид:

N ≤ m_длφ₁RF (1 – 2e₀/h)ω, где F – площадь всего сечения элемента, h – высота сечения (в направлении действия изгибающего момента).

Коэффициент φ₁ зависит от эксцентрицитета е₀, гибкости элемента λ = l₀/h и определяется в функции от коэффициента продольного изгиба φ центрально-сжатых элементов.

При внецентренном сжатии менее загруженная часть сечения оказывает поддерживающее влияние на более загруженную; при этом чем больше эксцентрицитет е₀, тем больше это влияние. Работу сжатой части внецентренно-сжатого сечения можно условно рассматривать как случай местного сжатия. Поэтому расчетное сопротивление кладки сжатию R при внецентренном сжатии можно увеличить до 25%. В расчетных формулах это учтено введением коэффициента ω, который не должен превышать 1,25 и равен:

для прямоугольных сечений

для сечений произвольной формы:

При внецентренном сжатии влияние явлений ползучести под длительно действующей нагрузкой N_дл сказывается на несущую способность элемента значительно больше, чем при центральном сжатии. Чем больше эксцентрицитет е_0дл, тем меньше коэффициент m_дл. Согласно нормам, коэффициент m_дл определяют по формуле

При h≥30см или r≥8,7см коэффициент m_дл = 1.

В случае когда е₀≤е_пр = 0,7у допускается небольшое раскрытие трещин в горизонтальных швах кладки со стороны растянутой зоны сечения. Такое раскрытие швов незаметно на глаз и не вызывает появления видимых трещин в облицовке или штукатурке стен.

Однако при е₀>е_пр = 0,7у раскрытие швов становится заметным, в отделке стены могут образоваться трещины, через которые будет проникать в стену влага и при замерзании и оттаивании воды кладка может постепенно разрушиться. Поэтому при е₀>е_пр необходимо каменные конструкции рассчитывать не только по несущей способности (предельное состояние первой группы), но и по раскрытию трещин швов кладки (предельное состояние второй группы), чтобы не допустить их чрезмерного раскрытия.

Расчет по раскрытию трещин внецентренно-сжатых элементов производится по условным напряжениям растяжения в растянутой зоне. При этом напряжения в сжатой зоне сравнительно малы и зависимость между напряжениями σ и деформациями ε близка к прямолинейной (условно можно принять σ/ε=const). Поэтому при расчете на трещины для определения напряжения растяжения σ_р используют формулу сопротивления материалов, выведенную для идеально упругих тел:

Расчетная формула:

Раскрытие трещин в кладке в общем не является более опасным, чем разрушение ввиду исчерпания прочности кладки. Поэтому коэффициент условий работы кладки по раскрытию трещин m_тр принимается больше единицы: m_тр = 1, 2, … 3 в зависимости от характеристики и условий работы кладки и степени надежности конструкций.

Если условие не соблюдается, то либо изменяют прочностные характеристики материалов кладки, либо назначают сечение большего размера.

№53. Расчет армокаменной кладки на центральное и внецентренное сжатие.

Элементы с сетчатым армированием при центральном сжатии рассчитывают как неармированную кладку, но с учетом повышенного расчетного сопротивления сжатию армированной кладки R_ак по формуле N≤ m_дл φR_акF, где N – расчетная продольная сила, R_ак≤1,8R: при кладке на растворах марки 25 и выше R_ак = R + (2μR_a/100); при кладке на растворах менее марки 25 R_ак = R + (2μR_a/100 * R/R₂₅); здесь R_a – расчетное сопротивление арматуры в армированной кладке, R – расчетное сопротивление сжатию кладки в рассматриваемый срок твердения раствора; R₂₅ – расчетное сопротивление кладки на растворе марки 25; φ – коэффициент продольного изгиба.

Значение упругой характеристики α_а для кладки, армированной сетками, вычисляют по формуле: α_а = α (R¹/R_fr¹), где α – упругая характеристика неармированной кладки, R¹ и R_fr¹ – средний предел прочности неармированной и армированной сетками кладок: R¹ = kR; R_ак¹ = kR + (2μR_a¹/100), где k – коэффициент, равный 2. Напряжения в арматуре R_а¹ принимают согласно СНиП.

Внецентренное сжатие. При внецентренном сжатии элементов с сетчатым армированием эффективность работы сеток снижается, особенно при больших эксцентрицитетах, т.к. при этом в работу включается не все сечение элемента, а только та его часть, которая наиболее напряжена под внецентренно действующим усилием.

Внецентренно-сжатые элементы с сетчатым армированием рассчитывают аналогично неармированным элементам с учетом введения в формулу расчетного сопротивления армированной кладки R_аки: N ≤ φ₁m_длR_акиF_cω или для прямоугольного сечения N ≤ φm_длR_акиF(1-(2e₀/h))ω, где R_аки≤1,8R – расчетное сопротивление сжатию армированной кладки при внецентренном сжатии.

№54.Конструктивные схемы многоэтажных каменных зданий.