Раздел 3. Строительные конструкции, основания и фундаменты.

3.1.1.Сущность ж/б. Нормативные и расчетные сопротивления бетона и арматуры.

Бетон хорошо сопротивл. сжатию и значит. хуже растяжению, => включение в растянутую зону арматуры значительно повышает несущую способность. Так прочность ж/б балки по сравнению с бетонной возрастает в 15-20 раз. Сталь имеет высокое сопротивление не только растяжению, но и сжатию, поэтому включ. ее в бетон в виде арм-ры сжат. эл-та повышает его несущ. способ-ть

Т.е. в ж/б совместно работают 2 мат-ла: стальн. арм-ра и бетон. Совместная работа обеспеч. благодаря след. св-вам: 1) При твердении бетона м/у ним и стальн. армат-ой возник. значит силы сцепления (склеив-ия), благодаря чему п/д нагрузкой их смежные волокна деф-ся одинаково. Пока не наруш. это сцепление, ж/б деф-ся как однород. мат-л 2) Сталь и бетон имеют близкие по значению коэф-ты линейн. расширения, => при изм-х t⁰C в пределах до 100^оС в обоих мат-х возник. несуществ. нач. напряж-ия; скольж. арм-ры в бетоне не набл-ся. 3)Плотный бетон защищает арматуру от коррозии и непосредств. влиян. Огня => долговечность ж/б значит. больше, чем др. мат-ов. (ж/б негорючий) Норматив. и расчетные сопротв. Бетона (СНиП 52-01-2003 п.5.2) – норматив и расчет. сопротивления бетона осевому сжатию Rb и осевому растяжению.

Прочност. хар-ки бетона облад изменчивостью, а в расчет необх. ввести такое знач, к-рое обеспечит с необх. надеж-тью безопас. экспл. конструкц. Изменчивость проч-х св-в подчин. з-ну Гаусса и хар-ся кривой распред-ия, к-рая связ. прочност. хар-ки бетона с частотой из повторения в опытах.=> опред. сред.знач. врем. сопр. бетона сжатию, => опред. среднеквадр. отклон-ие=> опред норм. сопр. бетона с заданной надежностью(вероят-тью). Норматив. сопр. бетона: , - среднее значение сопротивления бетона, получ. по результ-м испутаний станд. кубиков, S_R – среднеквадратич. отклон. β =1,64 – число стандартов (при обеспеченности 95%) – показатель надежности. Норматив. сопротивл. бетон. призм осев. сжатию R_b,n(призм. проч-ть) опред. по норм. знач. кубик. проч-ти с учетом завис-ти, связыв. призм. и кубик. проч-ть

- фи-это экспер. коэф.,R – кубик.проч-ть. Норм. знач. бетона осев.растяж. R_bt,n (если прочность бетона на растяж не контролир-ся), опред.-ся с учетом завис-ти, связ-ей проч-ть на растяж. с прочностью на сжатие.

Если проч-ть контролир-ся непосредств. испытанием образцов, то норм. сопр. осев. растяж: , V_R – коэф. вер-ти Норматив. и расчетные сопротв. арматуры - за норматив. сопрот. прин-ся физич. (либо условный) предел текучести, соотв. остаточ. удлинению (укороч),=0,2% (СНиП 52-01-2003 п.5.4) Д ля получения расчет. хар-тик норматив. значение делят на коэфф-ты надежности, факторы, вынуждающие вводить эти коэфф.: 1) Разная работа бетона стандартных кубиков и реальн. Конструкций (для бетона); заводы работают на «+»-х допусках(для арм-ры) 2) Фактическое расп-ие арм-ры может отличаться от проектного 3) Статистический разброс эксперим-х данных. (для бетона–нормальный закон распределения – з-н Гаусса)

3.1.2. Расчет прочности изгибаемых ж/б прямоугольных сечений с одиночной арматурой.

Для получ. расчетных зависимостей проведем в балке сечение, отбросим прав. часть и заменим ее действ. внутр. силами. Предпосылки для расчета: 1) напряж-я в бетоне в предельн. состоянии приним. равными расчет. сопрот. R_b; 2) действит. криволин. эпюра напряж. в бетоне сжат. зоны замен-ся прямоуг-ой; применение такой эпюры приводит к погреш. <2-8%, но позв. упрост. расчет. 3) усилиями, воспр-ми растянутым бетоном над устьем трещины пренебрегают (т.к. они малы)

Расчет.

Для решения задач вводим преобразования:

- граничная относительная высота сжатой зоны = ,

- относительная высота сжатой зоны = ,

т.к. , то

, где

- моментный коэффициент.

, где

- относительное плечо внутренней пары сил. .

z – плечо пары сил

3.1.3. Расчет прочности изгибаемых ж/б прямоугольных сечений с двойной арматурой.

Изгибаемое сечение с двойной арматурой имеет необходимую по расчету или по другим причинам арматуру в сжатой зоне помимо арматуры в растянутой зоне.

Необходимая по расчету – помощь сжатому бетону. Другие причины – установка монтажной арматуры. Рассмотрим расчетную схему сечения. Рассматривается ПС I группы III стадия НДС (стадия разрушения).

Условие прочности сечения определяется уравнением равновесия: . Несущая способность сечения:

или при

.

Значение высоты сжатой зоны х находим из уравнения: .

При решении задач на подбор арматуры необходимо сначала выявить потребность в сжатой арматуре.

3.1.4. Расчет прочности изгибаемых ж/б тавровых сечений.

СП 52-101-2003 п.6.2.11

Тавровые сечения. Тавровые изгибаемые сечения более эфф-ны по расходу мат-ла по сравн. с прямоугольными, т.к. оставляется бетон только в сжатой зоне. В растянутой зоне бетон удаляется, кроме бетона, связывающего сжатую зону с растянутой арматурой (ребро) в связи с тем, что полка таврового сечения вовлекается в работу с ребром неравномерно, расчетное сечение может иметь расчетную ширину полки меньше фактической (согласно СНиП п. 3.16). Например: при ,при ,при свесы не учитываются. При расчете на прочность таврового сечения с полкой в сжатой зоне возможны 2 случая расположения нейтральной оси.

Для определения положения нейтральной оси предварительно задаемся х=h_f'

M≤ Rb* b_f'* h_f'*(h_o- h_f'/2) Если условие соблюдается – ось в полке, если нет – в ребре

или если извест. данные о сечении, вкл. А_s=> R_sA_s≤ Rb* b_f'* h_f' – граница сж. зоны в полке 1) Нейтральная ось в полке – расчет сводится к расчету элемента прямоугольного сечения шириной b=b_f'

2) нейтр. ось в ребре

Условие прочности сечения определяется уравнением равновесия: : или Значение высоты сжатой зоны х находим из уравнения:

3.1.5. Расчет прочности наклонных сечений изгибаемых ж/б эл-тов. Случаи разрушения по наклон. сечениям

Опыты показали, что вблизи опор в результате совместного действия изгиб. моментов и попереч. силы могут возникать наклонные трещины и сущ-т вероятность разрушения элементов по наклонным сечениям.

П оложение опас. наклон. сечения опред. напр-ием главных растягив. напряжений, перпендик-но к-рым образуются трещины.

Разрушение может произойти вследствие достижения главными растягивающими напряжениями значения Rbt или главными сжимающими напр-ми Rb.

Случаи разруш. эл-та по наклон. сечениям.

1) Напряжения в арм-ре, пересек. трещину достигают предела текучести, сжатая зона уменьшается из-за поворота частей элемента, разделен-х наклон. трещиной, происх. раздроблен. бетона в сжат. зоне.(рис–а)(слабая продольная арм-ра)

-разрушение по моменту. Характерность наклонной трещины в ее макс. раскрытии к низу. Разрушение происходит от текучести продольной и поперечной арматуры, пересекающей наклонные трещины. Разрушение плавное, контролируемое. Разрушение также может быть от выдергивания продольной арматуры из бетона, т.е. недостаточность анкеровки. Расчет см. п.6.2.35 СП 52-101-2003 ф.6.73 или СНиП (Разрушение аналогично характеру разруш. по нормальным сечениям).

2)Возможно разрушение наколн. сечения в рез-те сдвига частей эл-та вдоль наклон. сечения. (разрушение бетона над трещиной до достижения текучести прод. арм-рой)(рис-б)

- разрушение по поперечной силе. В этом случае разрушение ЖБ конструкций внезапное и неконтролируемое. Учитывая опасность такого вида разруш. расчет прочности наклонных сечений на действие поперечной (перерезывающей) силы обязателен. Расчет см. п.6.2.23 СП 52-101-2003 ф.6.66 или СНиП

3)по сжатой полосе м/у наклонными трещинами.

Возможно при малой ширине b сечения элемента (тавр, двутавр, коробч.) в зоне действия попереч. сил, когда величина глав. сжим. напр-ий σ_mc может превз. прочность бетона на сжатие Rb.

Разрушение внезапное, неконтролируемое, значит, расчет обязателен. Расчет см. п.6.2.33 СП 52-101-2003 ф.6.65 или по п. 3.30 СНиП

Для повыш. прочности наклон. сечений устанавлив-ся попереч. арматура, объедин. в единый каркас – работ. на попереч. силы (по расчету или конструктивно). Также для усиления отд. Частей балки в зонах действ. больш. попереч. сил м/б установ. отгибы (уст-ся п/д углом 45^о) На момент работает продольн. арматура.

3.1.7. Внецентренно-сжетые элементы ж/б конструкций. Конструктив. особенности при случайном и при расчетном эксцентриситете.

Внецентренно – сжатым элементом в ЖБ конструкциях считаются колонны, верхние пояса ферм, восходящие раскосы ферм, стены.

Сущ. класс конструкций, в к-рых по статич. расчету есть только продольн. сила, действ. по оси элемента. Фактич. идеально центрально – сжатых элементов не сущ. Имеет место эксцентриситет, вызв. случайными причинами (п.1.21 СНиП). Возможный случайный эксц-тет :

- возмож. искривление длинного элемента: ,

- неравномер. плот-ть по сечению элемента: ,

- допуски при монтаже конструкций: 1 см.

Из всех значений случайного эксцентриситета принимается максимальный . В статич. неопределенных конструкциях расчетный эксцентриситет сравнив-тся со случайным и приним. наибольший , иначе . В статич. определимых конструкциях расчетный эксцентриситет .

Конструктивные особенности внецентр. - сжатых элем-в (ВСЭ). Попереч. сечения ВСЭ при малых эксцентриситетах обычно квадратн., при больших эксцентриситетах – прямоугольные, развитые в пл-ти действия моментов. Сжатые элементы, как правило, проектируются обычной арматурой, пространств. сварными или вязан.каркасами.

Продольная арматура. Для монолитных конструкций =12 мм, для сборных колонн - =16 мм. При этом (т. 38 СНиП в зависимости от гибкости колонн = , где - минимальный коэффициент армирования). Различают симметричное армирование и не симметричное армирование .

Попереч. армирование. Необх. для обеспечения уст-ти сжатых стержней и ставится конструктивно. Диаметр принимается из условия свариваемости: . Шаг попереч. арматуры регламентируется двумя значениями: для сварных каркасов. Шаг м/б меньше при .

Расчет на прочность:

3.1.8. Расчет прочности внецентренно-сжатых элементов. (случай больших эксцентриситетов)

случай больших эксцентриситетов – когда напряженное состояние приближается к изгибу и определяется в предельном состоянии достижением расчетного сопротивления в растянутой арматуре и сжатом бетоне. Предпосылка расчетной схемы сечения для данного случая:

Т.к. разрушение от текучести арматуры, то .

По п. 3.20 СНиП соблюдается равенство : . Из этого уравнения определяется высота сжатой зоны бетона х.

Условие прочности в любой из предпосылок определяется из уравнения равновесия :

, где η – коэффициент, учитывающий влияние прогиба.

Учет влияния прогиба.

ВСЭ под нагрузкой деформируются и начальный эксцентриситет увеличивается за счет прогиба. При проектировании это явление учитывается коэффициентом .

Учет влияния прогиба на увеличение эксцентриситета по нормам проводится при гибкости , где - расчетная длина сжатого стержня.

, где - коэффициент, учитывающий негативное влияние длительной нагрузки п. 3.6. СНиП,

- коэффициент, учитывающий предварительное напряжение стержня.

3.1.6. Расчет прочности наклон. сечений изгиб. ж/б элем-ов на действие попереч. сил.(СП 52-101-2003 п.6.2.34 или СНиП)

В этом случае разрушение ЖБ конструкций внезапное и неконтролируемое. Учитывая опасность такого вида разрушения расчет прочности наклонных сечений на действие поперечной (перерезывающей) силы обязателен. В данном случае виден разрушения по наклонному сечению – разрушение от сдвига. Рассмотрим расчетную схему наклонного сечения

где n – число стержней.

- усилие, воспринимаемое наклонными стержнями.

Площадь сечения наклонных стержней определяется аналогично площади сечения поперечных стержней.

У словие прочности (для его получения используется уравнение равновесия: проекция всех сил на вертикал. ось равна нулю):

, где

- расчетная поперечная сдвигающая сила;

- доля поперечной силы, воспринимаемая бетоном сжатой зоны , где - коэффициент, зависящий от

вида бетона (2 – для тяжелого бетона);

влияние сжат. полок (свесов). Кр. этого только в этой формуле ;

- коэфф-т, учитывающ. положительное влияние продольн. сжимающей силы, если она есть (для преднапряженных конструкций): .

Для надежности результатов расчета принимаем ;

- суммарное усилие в поперечных стержнях, пересекающих наклонную трещину; - проекция суммарного усилия в наклонных стержнях.

В практике проектир. для постоянн. шага поперечной арм-ры сумма заменяется на - доля поперечной силы, восприним. поперечными стержнями. , где - погонная несущ. способность поперечной арматуры: . Условие включения поперечной арматуры в работу при возникновении трещины: , где - коэфф-нт, зависящий от вида бетона (0,6 – для тяжелого бетона).

Для элементов, имеющих только поперечную арматуру с постоянным шагом, условие прочности принимает вид: .

Длина проекции опасной наклонной трещины определяется как , при чем .

Расчет поперечной арматуры не требуется (бетон сам справляется), если выполняется условие:

3.1.9. Расчет прочности внецентренно-сжатых железобетонных элементов (случай «малых» экс­центриситетов).

случай малых эксцентриситетов – когда напряженное состояние приближается к центральному сжатию и определяется в предельном состоянии достижением расчетного сопротивления в сжатом бетоне. Предпосылка расчетной схемы сечения для данного случая:

Т.к. разрушение от раздробления бетона, то , , .

е – расстояние от уровня действия силы N до центра тяжести менее сжатой (растянутой) арматуры.

По п. 3.20 СНиП соблюдается равенство : .

- эта формула позволяет учесть изменение в зависимости от .

Формула для определения граничной относительной сжатой зоны бетона: (вставить рисунок)

- для случая не симметричного армирования;

- для симметричного армирования.

Принимаем . Из

определяем . Если  0, то сжатую арматуру принимаем по минимальному коэффиц. армирования _min = (0,001-0,0025) . (чем больше гибкость, тем меньше ) Подбираем по сортаменту арматуру, уточняем  из , , определяем и из определяем . Если  0 , то принимаем по _min

П родолжение 3.1.9

3.1.10. Предварительно-напряженные железобетонные конструкции. Сущность. Методы и способы создания напряжения в арматуре.

Различают два понятия трещиностойкости: 1 – способность сопротивляться образованию трещин 2- способность сопротивляться раскрытию трещин.

Обычный железобетон без предварит напряж обладает малой трещиностойкостью 1 и 2 вида. Трещиностойкость 2 типа можно увеличить путем рассредоточения арматуры малых диаметров по всему сечению. Также применяются армобетоны (часто расположенные по сечению сетки, проволоки) и фибробетоны (армированные хаотично расположенными волокнами), но их свойства не исследованы до конца. Ранее указывалось, что низкая прочность бетона на растяжение и малая растяжимость являются его сущест­венным недостатком, снижающим строительные качест­ва железобетона. Поскольку предельная растяжимость бетона равна в среднем , трещины в бетоне могут возникнуть уже при напряжениях в арматуре С увеличением на­грузки трещины будут увеличиваться. Применение стальей класса А-II, А –III позволяет обеспечить при эксплуатационной нагрузке 270-340 МПа допустимую ширину раскрытия трещин. При применении высокопрочной арматуры ширина раскрытия трещин будет су­щественно превышать допустимую Преднапряженные конструкции – такие констр., в которых до приложения нагрузки в процессе изготовления искусственно создаются значительные сжимающие напряжения в бетоне путем натяжения арматуры. Начальные сжимающие напряжения создаются в тех зонах, которые при нагружении будут испытывать растяжение. Использование предварительного напряжения позволяет: 1. существенно уменьшить расход стали за счет использования арматуры высокой прочности; 2. повысить трещиностойкость конструкций; увеличить жесткость, уменьшить прогибы; 3. повысить выносливость конструкций, работающих под воздействием многократно повторяющихся нагрузок (от кранов, автотранспорта и т. п.) ; 4. увеличить срок службы конструкций при эксплуатации в агрессивных средах; 5. уменьшить расход бетона и снизить массу конструкций; 6. расширить область применения железобетона, заменив им дефицитные сталь и дерево в таких конструкциях, как напорные трубопроводы, резервуары, шпалы и т. п. Эффективность предварительного напряжения, по сравнению с обычными конструкциями проявляется при пролетах 4 м. При пролетах более 6 м уже невозможно обеспечить жесткость без преднапряжения. Балочные конструкции пролетом более 12 м изгот только предварит напряженными. В качестве преднапрягаемой арматуры используется высокопрочная сталь класса не ниже А500. В преднапрягаемых конструкциях, как и в обычных, соблюдаются 3 стадии напряженно-дефомируемого состояния, но в отличие от обычных, 1 стадия более длительная, так как на этой стадии происходит обжатие бетона усилием преднапряжения. Преднапрягаемые конструкции рассчитываются на усилие обжатия Р, которое рассматривается как внешняя сила, приложенная с эксцентриситетом. На прочность влияние преднапряжения очень мало

Особенности расчета: , где , где - величина преднапряжения,

400 МПа – деформации сжатия бетона от усилия Р = предельная сжимаемость бетона(0,002)*модуль упругости арматуры (200000МПа) (по СП).

3.1.11. Предварительно-напряженные железобетонные конструкции. Назначение величины предварительного напряжения и потери напряжения в арматуре.

Предварительное натяжение назначают в зависимости от вида стали, способа натяжения и т. п. Обычно, чем выше предварительное напряжение арматуры, тем больше его положительное влияние на работу конструкций. Однако при этом должна быть исключена возможность развития микротрещин и разрушения бетона усилием обжатия. Максимальное предварительное напряжение арматуры ограничено опасностью ее обрыва ( )и возможным развитием неупругих деформаций. Вместе с тем значение предварительного натяжения не должно быть слишком низким, поскольку при малом обжатии бетона эффект предварительного напряжения невысок и будет утрачен с течением времени вследствие потерь предварительного напряжения в арматуре, что вызовет чрезмерное раскрытие трещин.

Нормами проектирования установлен диапазон величин предварительно напряжения, согласно п. 1.23 СНиП:

где р – допустимое отклонение, при механическом способе .

Рекомендуемые величины предварит напряжения:

- для горячекатаной арматуры типа А не более 0,9

- для холоднотянутой (типа В) (проволока, канты) – не более 0,8 .

Начальное напряжение в арматуре рекомендуется назначать таким, чтобы сжимающие напряжения в бетоне от обжатия не превышали (0,85...0,95) R_bp, когда напряжения обжатия уменьшаются от действия внешней нагрузки, и (0,65...0,70) R_bp,, когда напряжения обжатия увеличиваются при действии внешней нагрузки.

Вследствие погрешностей, вызванных различными производственными факторами, фактическое предварительное напряжение может отличаться от расчетного. Это учитывается с помощью коэффициента точности натяжения . Коэффициент y_sp зависит от величины и способа натяжения, числа напрягаемых стержней и других факторов. Знак «+» принимают, когда увеличение усилия обжатия сверх проектного неблагоприятно сказывается на работе конструкции (при расчете прочности в стадии обжатия и т. п.), знак «—» — когда снижение предварительного напряжения отрицательно влияет на работу конструкций (например, при расчете по закрытию трещин). (п. 1,27 СНиП).

Опыты показывают, что начальное предварительное напряжение арматуры не остается постоянным, с течением времени оно уменьшается вследствие потерь, обусловленных физико-механическими свойствами материалов, технологией изготовления и конструкцией элементов. Виды потерь пред-ого напряжения [табл. 5, СНиП]:

Первые потери (происходящие до и во время обжатия бетона арматурой:

1. Потери от релаксации напряжений происходят в натянутой на упоры арматуре при неизменной ее длине. Эти потери зависят от вида арматуры и способа натяжения. Уменьшение напряжений, связанные с уменьшением доли упругих деформаций при постоянных полных деформациях

2. Потери от температурного перепада происходят при изготовлении предварительно напряженных элементов с натяжением на упоры в результате тепловой обработки железобетонных изделий, вследствие чего напрягаемая арматура стремится увеличить свою длину. Поскольку расстояние между упорами остается неизменным, это ведет к снижению напряжений (МПа) в арматуре. Зависит от класса бетона и температур натянутой арматуры в зоне прогрева и устройства, воспринимающего усилия натяжения. При размещении упоров на форме потерь нет

3.1.12. Особенности расчета железобетонных конструкций по деформациям при отсутствии тре­щин в растянутой зоне.

Цель его состоит в ограничении прогибов конст до таких пределов кот не могли бы нарушить эксплуатационных качеств констр. f≤ fu

f=f1+f2-f3-f4 ; от 1 до 2 след-но от силы Р возник. деформации ползучести и усадки. Из 2 до 3 прикладывается внешние нагрузки. 4-3 и 5-6 дает друг друга 4-5 в результате ползучести.f1- вызван кратковременной нагрузкой.f2- //-// длительной нагрузкой; f3- выгиб от усилия обжатия; f4 -//-// от ползучести и усадки бетон вызван усилием обжатия, все прогибы опред. в зависимости от кривизны: f→(1/r). 1/r=(1/r)1+(1/r)2-(1/r)3-(1/r)4.

Определение кривизны: 1/r=M/(EI) ; (1/r)1,2=(Mφb2)/( φb1EbIred)

φb2- учитыв., величину бетона в сжатой зоне по деформациям

φb1- учитыв., не упругая деформ. бетона растянутой зоны, деформация 20 МПа . f=(1/r)*S*l2, S- табличный коэф-ент. Для без преднапряженной арматуры f=f1+f2.

2 Опред. деформ. трещин в растянутой зоне бетона.

f=f1-f2+f3- для обычной конструкции ; f=f1-f2+f3-f4 – для преднапряжённой конструкции; f1- вызван прогиб от кратковременной действ. всей нагрузки; f2- //-// от непродолжительного действия длительной нагрузки; f3- полный прогиб от длит. нагр. f→ (1/r). f≠1/r=(1/r)1-(1/r)2+(1/r)3; 1/r- определение по империч. формулам из СНиПа. f=(1/r)*S*l2.

Продолжение 3.1.11 3. Потери от деформаций анкеров, расположенных у натяжных устройств, вследствие обжатия шайб, смятия высаженных головок, смещения стержней в зажимах (вызывающих некоторое укорочение стержня),

4. Потери напряжений в арматуре от трения ее о стенки каналов или поверхность конструкций (при натяжении на бетон), об огибающие приспособления (при натяжении на упоры).

5. Потери от деформации стальных форм зависят от конструкции, длины формы

6. Потери от быстронатекающей ползучести развиваются в процессе обжатия бетона напрягаемой арматурой. Величина этих потерь зависит от прочности бетона к моменту обжатия, уровня напряжений (соотношении bр/Rbp) и условий твердения.

Потери предварительного напряжения

Вторые потери (после обжатия в процессе эксплуатации):

7. Потери от релаксации напряжений в арматуре при натяжении ее на бетон принимают такими же, как н при натяжении на упоры (первые потери),

8. Потери от усадки бетона связаны с укорочением элемента и зависят от вида и класса бетона, условий твердения и способа натяжения арматуры. (деформации усадки бетона (2-3)*10^-4 * модуль упругости арматуры). Меньшие потери от усадки при натяжении на бетон приняты.вследствие того, что бетой к моменту обжатия в этом случае имеет, как правило, более зрелый возраст. При повышении класса бетона увеличивается расход вяжущего, что увеличивает рост усадочных деформаций и потерь предварительного напряжения.

9. Потери от ползучести бетона обусловлены укорочением элемента от длительно действующей силы предварительного обжатия и зависят от вида бетона, условий его твердения, напряжений в бетоне. (могут происходить 3-4 года).

10. Потери от смятия бетона под витками спиральной или кольцевой арматуры (натяжение на бетон путем навивки)

11. Потери от обжатия швов между блоками составной конструкции (при натяжении на бетон),

Полные потери должны быть не менее 100 МПа.

Усилие обжатия Р = (предварительное преднапряжение с учетом всех потерь*площадь арматуры преднапрягаемой).

Также пункт 1,25 (СНиП).

Проложение 3.1.10Способы натяжения арматуры:

- механический: с помощью гидравлических и винтовых домкратов, намоточных машин,

- электротермический: стержневую или проволочную арматуру, снабженную по концам ограничителями, установленными на определенном расстоянии друг от друга, разогревают током до 300...350°С, в результате чего она удлиняется. Нагретые стержни укладывают в форму таким образом, чтобы ограничители оказались заведенными за упоры формы. Упоры препятствуют укорочению стержней при остывании, благодаря чему в стержнях возникают заданные растягивающие напряжения. После укладки и твердения бетона арматуру отпускают с упоров и вследствие ее укорочения происходит обжатие бетона конструкции.,

- электротермомеханический: слабая подтяжка слабо разогретых стержней,

- физико-химический (самонапряжение): натяжение арматуры достигается в результате расширения бетона, приготовленного на специальном напрягающем цементе (НЦ). Для преднапрягаемых конструкций испол бетон класса не ниже В20. Методы и способы создания предварительного напряжения Существует два метода создания предварительного напряжения в конструкции:

1) Натяжение на упоры применяют в конструкциях малых и средних пролетов, изготовляемых в заводских условиях. Арматуру укладывают в форму до бетонирования и после натяжения до заданного значения напряжения закрепляют на упорах. Затем элемент бетонируют. Когда бетон достигает необходимой передаточной прочности Rbp, арматуру освобождают с упоров. Стремясь восстановить свою первоначальную длину, арматура обжимает бетон, за счет сил цеплени

2) Натяжение на бетон применяют главным образом для большепролетных конструкций (ферм, мостов и т.п.). В этом случае изготовляют бетонный или малоармированный элемент, в котором устраивают каналы или пазы для размещения напрягаемой арматуры Каналы имеют размеры на 5...15 мм больше диаметра арматуры и создаются путем укладки гофрированных стальных тонкостенных трубок, оставляемых в теле конструкции, или с помощью каналоообразователей, извлекаемых из свежеуложенного бетона. Затем арматуру натягивают до заданного напряжения и закрепляют на торцах конструкции. В процессе натяжения происходит обжатие бетона. После этого каналы заполняют цементным или цементно-песчаным раствором под давлением (инъецируют). Арматура может располагаться и с внешней стороны элемента (кольцевая арматура трубопроводов, резервуаров). В этом случае после натяжения арматуры поверх ее наносят слой бетона под давлением (торкрет-бетона). При назначении передаточной прочности Rbр должны быть приняты во внимание два обстоятельства: с одной стороны, желательна более ранняя передача усилия с арматуры на бетон в целях повышения производительности заводов ЖБИ и улучшения использования производственных площадей; с другой стороны, высокий уровень обжатия при низкой передаточной прочности приведет к значительным деформациям ползучести и потерям предварительного напряжения в арматуре. Учитывая эти обстоятельства, нормы рекомендуют назначать передаточную прочность не ниже 11 МПа, а при арматуре классов A-VI, К-7, К-19, В-П, Вр-П — не менее 15 МПа. Кроме того, величина Rbр должна быть не менее 50 % от принятого класса бетона. Для преднапрягаемых конструкций испол бетон класса не ниже В20.

3.1.13. Особенности расчета железобетонных конструкций по деформациям при наличии трещи в растянутой зоне.

Расчет по деформациям производят на действие: 1) полных нагрузок при ограничении деформаций технологическими или конструктивными требованиями. 2) постоянных и временных длительных нагрузках при ограничении деформаций эстетическими требованиями.

Р асчет изгибаемых элементов по прогибам производят из условия: f≤fu

f-прогиб от действия внеш. нагрузки

fu-значение предел.допустимого прогиба

fu≤1/150lo

прогиб ж-б элементов, обусловленный деформацией изгиба, определяют по формуле:

(1/r)x-кривизна

От действия единичной силы приложенной по направлению искомого перемещения:

; x=lo/2

При наличии трещин 1/r определяется по формуле:

1/r=(1/r)1-(1/r)2+(1/r)3

(1/r)1-кривизна от непродолжительного действия всей нагрузки

(1/r)2-кривизна от непродолжительного действия длительной нагрузки

(1/r)3-кривизна от продолжительного действия длительной нагрузки

Допускается кривизну на участках с трещинами определять по формуле:

3.1.13. Особенности расчета железобетонных конструкций по деформациям при наличии трещин.

Продолжение 3.1.13.

П. 4.27, ф. 160, п. 4.30 ф. 170.

3.1.14. Трещииостойкость железобетонных элементов. Расчет по образованию трещин.

Трещ-сть – это сопр-ие образованию трещин в I стадии НДС или сопр-ие их чрезмерному открытию во II стадии НДС. К трещ-и ЖБ кон-ий предъявляют треб-я 3-х категорий: 1 категория – не допускается образование трещин , 2 категория – доп-я огран-ое по ширине непродолжительное раскрытие тр-н при условии обеспечения надежного последующего их закрытия (мостовая балка) , , но , 3 категория – доп-я огран-ое по ширине прод-ное и непрод-ное раскрытие трещин , , . Где: - внешние усилие от пост, дл-й и крат-ой нагрузок с >1, - усилие сопр-я сечения образованию трещин, опред-е при нормативных сопр-ях бетона и арматуры, т.е. , - ширина непрод-о раскрытия трещин от действия пост, дл-х и крат-х нагрузок, - ширина продолжительного раскрытия трещин от действия постоянных и длительных нагрузок Расчет по образованию трещин. Цель расчета эл-в ЖБ конст-й по образ-ю трещин закл. в опред-и продольной силы или изг-го момента, вызывающих в растянутом бетоне расчетных сечений напряжения , т.е. силы или момента, при которых начинается трещинообразование в рас-й зоне эл-в. Предполагается, что трещины в расчетных сечениях не образуются, если усилие от внешних нагрузок не превышает усилия, воспринимаемого расчетным сечением перед образованием трещин: , . Нормальные Опред. момента трещинооб-ия норм сеч-й изгибаемых эл-в ведется по способу ядровых моментов. Способ яд. мом-в закл в условии трещ-я, полученном из равновесия внеш и внутр мом-в, относительно ядровой точки, наиболее удаленной от раст зоны, трещ-е которой проверяется. Рассмотри расч схему по предпосылке I стадии НДС. Условие трещ-и: , где - мом внеш сил от пост, дл-й и кратковр-ой нагрузок относительно верхней ядровой точки

- момент воспринимаемый сечением при образовании трещин: , где - упругопластичный момент сопротивления , где - коэф, учитывающий пластические свойства бетона и зависящий от вида эквивалентного сечения, , - вспомогательное усилие, которое помогает трещине не раскрываться от силы Р, момент от усилия обжатия относительно верхней ядровой точки: , где Р – усилие, закрывающее трещины, усилие обжатия . r – расстояние от центра тяжести до верхней ядровой точки , где φ – коэф, зависящий от уровня напряжения сжатой зоны. НАКЛОННЫЕ В накл-х сеч-х ЖБ эл-в возникает двух-е напряженное сост-е, оказывающее влияние на проч-е хар-и бетона.

Продолжение 3.1.14 Принято считать, что трещины образуются под воздействием гл-х растяг-х напр-й. Поэтому образ наклонных тр-н проверяют в местах наибольших значений гл-х растяг-х напр-й: по длине эл-а – в наиболее опасном сеч; по высоте – по оси, проходящей через центр тяжести приведенного сечения. Если центр тяжести приведенного тавр-о сеч располагается в полке, то расчет по образованию трещин производится в опасном сечении по линии примыкания полки к ребру. Нормы предполагают отсутствие наклонных трещин, если главные растягивающие напряжения удовлетворяют усл: , где - коэф усл работы бетона; =0,01 – для тяжелого бетона, В класс

15. Трещиностойкость железобетонных элементов. Расчет по раскрытию трещин.

Цель расчета сводится к опред теор-й вел-ы раскрытия трещины и сравнению ее с допускаемой вел-ой, при которой обеспечивается норм эксплуатация зданий, коррозионная стойкость и долговечность конст-й. Допу-я ширина раскрытия трещин зависит от категории требований к трещиностойкости эл-в. Ширина раскрытия норм трещин опред при . Опред-е напряжений в растянутой арм-е производится по расчет. схеме сечения (предпосылка II стадии НДС). Напряжение в растянутой арм-е опред-я из условия равновесия относительно центра тяжести сжатой зоны . Напр-ие опред в уровне центра тяжести раст-й арм-ы. Должно соблюдаться условие: , где - приращение напр от нагрузки, - вел-а начального напр-я. Ширина раскрытия трещин опред по эмпирической формуле: , где  - коэф, зависящий о вида напр-ого сост-я, принимаемый равным 1 для изг-х эл-в;  - коэф-т, зависящий от вида арм-ы, приним равным 1 для стержневой арм-ы периодического профиля; - коэф, учитывающий продолж действия нагрузки: при кратковременном действии нагрузок=1; при длительном действии нагрузок >1. - коэф арм-ния сечения, приним-й равным отношению площади сеч-я арм-ы к площади сеч бетона (при h₀ и без учета сжатых свесов полок), но не более 0,02 . d – диаметр арм-ы в мм. _s - напр-е в стержнях крайнего ряда продольной рабочей арм-ы. Зависит от плеча внутр пары сил z, которое в свою очередь зависит от относительной высоты сжатой зоны .

Продолжение 3.1.15

Для второй группы ПС определяется выводом из закона плоского сечения: , где второе слагаемое для преднапряженных эл-в.  - коэф, зависящий от вида бетона = 1,8 для тяж бетона; - изг-я характеристика сж-й зоны; , где - равнодействующая продольных сил. Для изгиб-х напряженных эл-в = Р; - коэф продольного армирования; - коэф приведения; - коэф, учитывающий сж-е свесы и сж-ю арм-у, где ν – коэф упруго пластичности бетона 0,45; элементом без поперечной арматуры

Ширина непродолжительного раскрытия трещин:

Где - ширина раскрытия трещин от продолжительного действия постоянных и временных длительных нагрузок,

- ширина раскрытия трещин от непродолжительного действия постоянных, временных длительных и кратковр. нагрузок

- ширина раскрытия трещин от непродолжительного действия пост. и времен. длит. Нагрузок

Ширина продолжительного раскрытия трещин:

3.1.16. сборные железобетонные балочные перекрытия. Расчет ригеля с учетом пластических деформаций.

В состав конструкции балочного панельного сборно­го перекрытия входят плиты и поддерживающие их балки, называемые ригелями, или главными балками. Ригели опираются на колонны и стены; их направление может быть продольным (вдоль здания) или поперечным (рис. б). Ригели вместе с колонна­ми образуют рамы. Устройство ригелей поперек здания обеспечивает его повышенную пространственную жесткость. Такое расположение целесообразно в зданиях с большими оконными проемами в продольных несущих стенах, так как в этом случае на оконные перемычки не будут предаваться нагрузки от панелей перекрытия. Продольное расположение ригелей в вытянутых в плане зданиях позволяет сократить число монтажных единиц, способствует улучшению освешенности помещений.

Расчет неразрезного ригеля как упругой системы слу­жит основой для следующего перераспределения изги­бающих моментов.

Вначале устанавливают расчетную схему в виде двух-пятипролетной неразрезной балки. Расчетный пролет ригеля принимают равным расстоянию между осями колонн; в первом про­лете при опирании на стену расчетный пролет считает­ся от оси опоры на стене до оси колонны. Нагрузка на ригель от панелей может быть равномерно распреде­ленной (при пустотных или сплошных панелях) или со­средоточенной (при ребристых панелях). Если число со­средоточенных сил, действующих в пролете ригеля, бо­лее четырех, то их приводят к эквивалентной равномер­но распределенной нагрузке. Для предварительного оп­ределения собственного веса ригеля размеры его сече­ния принимают

h = (l/10...1/15)/; b = (0,3..0,.4) h.

Изгибающие моменты и поперечные силы неразрез­ной балки при равных или отличающихся не более чем на 20% длины пролетах определяют:

для равномерно распределенной нагрузки где ,  — табличные коэффициенты при определении М от соответ­ствующих загружений постоянной g и временной v нагрузками; у, б —табличные коэффициенты при определении Q от соответствующих загружений постоянной и временной нагрузкой.

При расположении временной нагрузки через один пролет получают максимальные моменты в загружаемых пролетах; при расположении временной нагрузки в двух смежных пролетах и далее через одни пролет получают максимальные по абсолютному значению моменты на опоре (рис). В неразрезном ригеле целесообразно ослабить армирование опорных сечений и упростить мон­тажные стыки. Поэтому с целью перераспределения мо­ментов в ригеле к эпюре моментов от постоянных нагру­зок и отдельных невыгодно расположенных временных нагрузок прибавляют добавочные треугольные эпюры с произвольными по знаку и значению опорными момен­тами (рис. 1,а). При этом ординаты выравненной эпюры моментов в расчетных сечениях должны составлять не менее 70 % значений, вычисленных по упругой схеме. На основе отдельных загружений строят огибающие эпюры М и Q.

( продолжение 3.1.16.)

Расчетным на опоре является сечение ригеля по гра­ни колонны. В этом сечении изгибающий момент

M₁ = M — Q(h/2),

где h — высота сечения колонны,

Момент Mi имеет большее абсолютное значение со стороны пролета, загруженного только постоянной на­грузкой; поэтому в формулу следует подставлять значение поперечной силы Q, соответствующее загружению этого пролета. По моменту M_t уточняют размер по­перечного сечения ригеля при значения =0,35:

1,8 – коэффициент, соответствующий значению _т=0,289 (=0,35)., при котором сечение ригеля является наиболее экономичным. Тогда полная высота равна h = h₀ + a. Полученное значение округляют по правилам унификации.

Сечение продольной арматуры ригеля подбирают по моменту в четырех нормальных сечениях: в первом и среднем пролетах, на первой промежуточной опоре и на средней опоре. Расчет поперечной арматуры по Q ведут для трех наклонных сечений: у первой промежуточной опоры слева и справа и у крайней опоры.

Строят эпюру материалов и определяют места фактического обрыва продольной арматуры в целях ее экономии. Производят расчет по второй группе предельных состояний и на монтажные нагрузки. Если необходимо, рассчитывают полки ригелей.

3.1.17. Монолитные ребристые перекрытия. Расчет плит.

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 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 (рис. 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 1/4l₁, если плита примыкает к балке (рис. г), 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 1/4l₁ и 1/6l₁ (рис. в).

Толщина плиты в зависимости от ее размеров в плане и нагрузки составляет 50…140 мм, но не менее 1/50 l₁ .

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. Он сво­дится к интегрированию дифференциальных уравнений упругой пластинки.

Расчет плит, в которых по условиям эксплуатации допускаются трещины, производят методом предельного равновесия.

3.1.18. Монолитные ребристые перекрытия. Расчет балок.

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 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 (рис. 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 1/4l₁, если плита примыкает к балке (рис. г), 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 1/4l₁ и 1/6l₁ (рис. в).

Толщина плиты в зависимости от ее размеров в плане и нагрузки составляет 50…140 ммм, но не менее 1/50 l₁ .

Плиты, опертые по контуру, передают нагрузку на балки в соответствии с грузовыми площадями (рис. ж) (треугольники и трапеции). 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.

Продолжение 1.1.18

Моменты в первом пролете и на первой промежуточ­ной опоре

М = 0,7M₀ + q l ²/11

в средних пролетах и на средних опорах

М = 0,5М₀ + q l ²/16,

где Мо — момент в свободно опертой балке;

Поперечные силы в таких балках определяют по вы­ражениям

Q_A = 0,5Q₀ – М_В / l Q_BJ = 0,5Q₀ + M_B/l;

Qs.r = Qc,l = 0,5Q₀

где Qo — балочная поперечная сила.

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

Продолжение 3.1.17

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.). 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 А₈ и определяется по формуле

M = R_sA_sz_s.

В общем случае каждая панель плиты перекрытия испытывает действие шести изгибающих моментов: двух пролетных М₁ и М₂ и четырех опорных М₃, М₄, М₅, М₆ (рис. е).

Для обеспечения равновесия плиты необходимо и до­статочно, чтобы имело место равенство работ внешних W_q и внутренних W_M усилий на возможных перемеще­ниях. При равномерно распределенной нагрузке q _это условие имеет вид

, где - момент в I –том шарнире пластичности, приходящемся на единицу его длины; - угол поворота дисков в I –том шарнире пластичности, - длина в I –том шарнире пластичности, у- перемещение плиты в рассматриваемой точке.

Интеграл равен объему фигуры перемещения.

Тогда работа внешней нагрузки:

Работа внутренних сил – изгибающих моментов:

Учитывая небольшую величину

Получаем

Для свободно опертой квадратной плиты все опорные моменты равны нулю.

Арматуру подбирают для опор и пролетов как для прямоугольного сечения.

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%.

3.1.19. Ребристое перекрытие с балочными плитами. Рсачет и армирование плиты.

состоит из плиты, работающей по короткому направлению, вто­ростепенных и главных балок (рис.), которые бетонируются вместе и образуют единую конструкцию. Элементы выполняются из бетона класса В15. Армируют арматурной проволокой класса Вр-I, В-I, стержневой арматурой класса А-II, А-III. Сущность конструкции монолитного ребри­стого перекрытия в том, что бетон в целях экономии уда­лен из растянутой зоны сечений, где сохранены лишь ребра, в которых сконцентрирована растянутая арматура. Полка ребер — плита — с пролетом, равным расстоянию между второстепенными балками, работает на местный изгиб.

Второстепенные балки опираются на монолитно свя­занные с ними главные балки, а те, в свою очередь, — на колонны и наружные стены.

Главные балки располагают в продольном или попе­речном направлении здания с пролетом 6...8 м. Продольное направление главных балок принимается при необходимости лучшей освещенности потолка, поперечное – при больших оконных проемах и необходимости обеспечить жесткость здания в поперечном направлении. Второ­степенные балки размещают так, чтобы ось одной из ба­лок совпала с осью колонны. Пролет второстепенных балок составляет 5...7 м, плиты — 1,5...3 м.

Толщину плиты по экономическим соображениям при­нимают возможно меньшей. Минимальные ее значения составляют: для междуэтажных перекрытий промышлен­ных зданий — 60 мм, жилых и гражданских зданий — 50 мм. При значительных временных нагрузках может потребоваться увеличение толщины плиты. Высота сечения второстепенных ба­лок обычно составляет 1/12... 1/20 пролета второстеп балок, главных балок — 1/8...1/15 пролета глав балок. Ширина сечения балок b = 0,4...0,5h.

Плиты работают по балочной схеме, то есть соотношение сторон > 2, при этом кривизна плиты и изгибающие моменты значительно больше в поперечном направлении, чем в продольном, поэтому изгибом в продольном направлении пренебрегают.

Расчетный пролет плиты принимают равным расстоя­нию в свету между второстепенными балками l₀ (до ме­ста изменения размера высоты сечения) и при опирании на наружные стены — расстоянию от оси опоры на стене до грани ребра; для расчета плиты в плане перекрытия условно выделяется полоса шириной 1 м.

Изгибающие моменты в неразрезных балочных пли­тах и второстепенных балках с пролетами разной или отличающейся не более чем на 20 % длиной, определяют с учетом перераспределения моментов и при этом созда­ют равномоментную систему.

Если принять равномерную схему Mi=M_B, то

В плитах, окаймленных по всему контуру монолитно связанными с ними балками, изгибающие моменты под влиянием распоров в предельном равновесии уменьша­ются. Поэтому в расчетах в сечениях средних пролетов и на средних опорах они уменьшаются на 20 % при усло­вии, что h/l  1/30.

Площадь арматуры в расчетных сечениях определяется как для прямоугольного сечения с одиночной арматурой шириной 100 см.

Расчет плит по наклонным сечениям не производится, так как практически всегда он не нужен (соблюдается условие - наклонные трещины не образуются).

Продолженеие 3.1.19

Армирование многопролетных балочных плит осуще­ствляют, как правило, сварными рулонными сетками. При этом для плит с = 6...10 см обычно применяют не­прерывное армирование (рис. г) рулонными сетками с продольной рабочей арматурой (d5 мм), а для плит с > 10 см — раздельное армирование (рис. д) пло­скими или рулонными сетками с поперечной рабочей ар­матурой. При непрерывном армировании основную ар­матуру с площадью А_я подбирают по моменту , а в первом пролете и над первой опорой устанавливают дополнительную арматуру, подбираемую по разности моментов.

При сложной форме плит, наличии неупорядоченных отверстий, реконструкции возможно применение вяза­ных сеток.

Многопролетные балочные плиты в соответствии с характером эпюры моментов армируют рулонными сетками с продольным расположением рабочей арматуры. Рулон раскатывают по опалубке поперек каркасов второстепен­ных балок. Сетки перегибают на расстоя­нии 0,25/ от оси опоры (в местах нулевых моментов). В первом пролете на основную сетку плиты укладывают дополнительную, которую заводят за опоры на 0,25/.

3.1.20. Ребристое перекрытие с балочными плитами. Расчет второст. балок.

Второстепенную балку рассчитывают как неразрезную конструкцию, опирающуюся на главные балки и наруж­ные стены на равномерно распределенную нагрузку (g₁ + v), передаваемую плитой с полосы b_f (см. рис. 9.5, б, в), и нагрузку от собственной массы g₂ балки .q = (g₁ + v) b_f + g₂

Расчетный пролет второстепенных балок /о также при­нимают равным расстоянию в свету между главными бал­ками, а при опирании на наружные стены — расстоянию от оси опоры на стене до грани главной балки.

Изгибающие моменты и поперечные силы при рав­ных или отличающихся друг от друга в пределах 20 % пролетах определяют с учетом перераспределения уси­лий по формулам: в первом пролете ; на первой от края опоре ; в остальных проле­тах и над опорами ; и ; на первой промежуточной опоре справа и на всех осталь­ных опорах , где — расчетный про­лет второстепенной балки, принимаемый равным рас­стоянию в свету между главными балками, а при опира­нии на наружные стены расстоянию от оси опоры на сте­не до грани главной балки.

Для определения отрицательных моментов в проле­тах и рационального размещения арматуры по длине второстепенной балки рекомендуется строить огибающие эпюры моментов. При этом учитывают разгружающее влияние главной балки, создающей дополнительное зак­репление на опорах. Размеры сечения уточняют по моменту на первой промежуточной опоре, принимая  = 0,35, тогда .Затем унифицируют размеры и подбирают рабочую арматуру в расчетных нормальных сечениях: в первом и средних пролетах — как для таврового сечения, на первой промежуточной и средних опорах — как для прямоугольного шириной b. На действие отрицательного момента в средних проле­тах расчет ведут как для прямоугольного сечения. Рас­чет поперечного сечения выполняют для трех наклонных сечений: у крайней свободной опоры (на Qa) и у первой промежуточной опоры слева и справа (на Qb,i, Qe.r).

При расчете второстепенных балок учитывается возможностьповорота гл. балок, что приводит к необходимости учета неравномерности загруэения временной нагрузкой (чазружение врем. нагр. через пролет и ¼ времен. нагрузкой в остальных пролетах)

Второстепенные балки армируют в пролете сварны­ми каркасами, которые доводят до опор элемента и сое­диняют с каркасами следующего пролета стыковыми стержнями di>0,5d, заводимыми за грани балки, в каж­дый пролет на длину не менее I5d_t. На промежуточных опорах балки армируют узкими сетками b = 400...600мм или широкими сварными сетками с поперечной рабочей арматурой, раскатываемыми над главными балками. Если сеток две, то они в целях экономии смещаются друг относительно друга.

в

3.1.21. Ребристое перекрытие с балочными плитами. Расчет главных балок.

На глав­ную балку передаются постоянные и временные сосредо­точенные нагрузки от второстепенных балок, равные их опорным реакциям (без учета неразрезности). Кроме того, учитывается собственная масса главной балки, ко­торую разрешается приводить к сосредоточенным гру­зам, приложенным в местах опирания второстепенных балок и равным массе участков главной балки между второстепенными балками.

В расчетном отношении главная балка монолитного ребристого перекрытия рассматривается как неразрез­ная, загруженная сосредоточенными грузами. Изгибаю­щие моменты и поперечные силы определяют с учетом перераспределения усилий. Размеры сечений главной балки уточняют по моменту у грани колонны, тогда ; см, так как над главны­ми балками располагается арматура плиты и сеток вто­ростепенных балок. Расчетное сечение главных балок принимают в пролете — тавровое, на опоре—прямоуголь­ное. В пролете главную балку армируют 2...3 плоскими каркасами, соединенными перед установкой в простран­ственный каркас (рис. 9.7,6). При наличии третьего каркаса его обычно не доводят до грани опоры, обрывая в соответствии с эпюрой моментов. На опоре главная балка армируется двумя самостоятельными каркасами с рабочей арматурой вверху.

На главную балку нагрузка от второстепенной передается через сжатую зону последней (рис. 9.7,в). Эта нагрузка воспринимается поперечной арматурой главной балки, а при необходимости ставятся дополни­тельные сетки. Длина зоны, в пределах которой учиты­вается поперечная арматура, воспринимающая опорную реакцию второстепенных балок, определяется по форму­ле a = 2h_s+b .

Необходимая площадь рабочей арматуры , где - рабочая высота балки, F - опорная реакция второстепенной балки.

3.1.22. Безбалочные перекрытия.

Главная особенность безбалочных перекрытий – опирания плит перекрытия непосредственно на колонны (или через капитель).

Бывают: капительные и безкапительные; сборные, сборно-монолитные, монолитные. Капитель создают жесткое сопряжение перекрытия с колоннами в системе каркаса здания, увеличивает прочность плиты на излом и обеспечивает плиту продавливания, уменьшает размер расчетных пролетов. 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 (v>10 кН/м²) и квадратной сеткой колонн. Сборные безбалочные перекрытия. Эти перекры­тия применяют при сетке колонн 6x6, 6x9. 9x9 м. Они состоят из капителей, надколонных и пролетных панелей. Капители опираются на уширения колонн, соединяются с ними шпонками (см. рис.,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 A-III. К сборным безбалочным перекрытиям относят также бескапительные перекрытия, возводимые методом подъ­ема этажей. 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. 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 (рис. г), так и верхней рабочей арматуры (рис. д). 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. 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, надколонным и пролетным панелям.

Продолжение 3.1.22

Расчет. 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 (метод заменяющих рам). 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. Кроме того, предусматри­вают расчет на продавливание плиты по периметру ка­пители, а также расчет на излом панелей вдоль и по­перек перекрытия.

Расчет на продавливание:

Продавливание происходит при N_H>N_B Периметр среднего участка продавливания и = 4(b_к + h₀) (см. рис.) (п. 3,42 СНиП).

Расчет на излом.

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. ). Два верхних располагаются на расстоянии а = (0,08...0,12)l₁ от осей колонн, нижний — в середине пролета. Изгиба­ющие моменты, воспринимаемые на длине k верхним и нижним пластическими шарнирами, равны: M₁ =R_sA_siZ₁; M₂=R_sA_s2Z₂, где z₁ и z₂ — плечи внутренней пары в опорном и пролетном сечениях. Используя усло­вие (9.13), при одинаковом армировании обоих опорных сечений получим

где A_s1 (A_s2)—площадь арматуры в опорном (пролет­ном) пластическом шарнире в пределах одной панели. При сплошном загружении безбалочного перекрытия каждая панель разделяется пластическими шарнирами на четыре звена, поворачивающихся вокруг опорных ли­нейных пластических шарниров, оси которых располо­жены в зоне капителей, обычно под углом 45° к рядам колонн (рис. е).

Расчетное уравнение для квадратной панели

где — катет прямоугольного треугольника, отламыва­ющегося от колонны, = (0,08...0,12)/. Задаваясь соотношением площадей опорной A_si и пролетной A_s2 арматуры, получают в уравнениях только по одному неизвестному. Расчет сборных безбалочных перекрытий допускает­ся приближенным методом. В этом случае надколонные панели рассматривают как неразрезные балки, соеди­ненные с капителями, пролетные панели — как плиты, опертые по контуру. Изгибающий момент в пролетной квадратной плите, учитывая

Продолжение 3.1.22

частичное защемление в контурных ребрах: , где q — нагрузка на 1 м² плиты, q=g+-v.

Опорные и пролетные моменты надколонных панелей определяют как для неразрезных балок с учетом пере­распределения усилий:

где q — равномерно распределенная приведенная наг­рузка на 1 м длины -надколонной панели; /₀ — 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 над­колонных плит. Рабочую арматуру укладывают по верху капители, стенки капители армируют конструктивно.

3.1.23. Одноэтажные промышленные здания. Компоновка конструктивной схемы. Расчетная схема поперечной рамы и виды нагрузок.

Промышленные здания проектируют одноэтажными и многоэтажными. 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. Разновидности одноэтажных промышленных зданий: однопролетные и многопролетные; здания без мостовых кранов, с подвесными и с мостовыми кранами; 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. Стальные несущие конструкции рекомендуют применять при больших пролетах и высотах здания (H>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 железобетонных и металлических несущих конструкций (например, колонн из железобетона, стропильных конструкций и подкрановых балок из стали).

Конструктивные схемы зданий

Современные одноэтажные производственные здания 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 фундаменты), 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. Пространственный каркас здания (рис. 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. ,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., в). 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.

3.1.24. Оджноэтажные пром. здания. Определение усилий в раме производится в такой последовательности:

- Задаются размерами сечений колонн и определяют их жесткости как для бетонных сечений в предположении упругой работы материала.

- Верхним концам колонн дают смещение =1 и находят реакцию В_ в основной системе от этого смещения: (с учетом переменности высоты сечения колонны).

- Находят сумму реакций всех колонн от смещения =1 для п колонн.

- Определяют реакции В_i в стойках (переменного сечения) в основной системе от внешних нагрузок/ Для каждого i-ro вида загружения находят реакцию Ripi, равную сумме реакций во всех стойках,

- Для рассматриваемых загружений составляют канонические уравнения, выражающие равенство нулю усилий во введенной горизонтальной связи (поскольку в действительности эта связь отсутствует):

и находят значения i (здесь c — коэффициент, учитывающий пространственную работу каркаса при действии крановой нагрузки, в зависимости от шага колонн и длины температурного блока c = 3,4,..4,6. Значение c тем больше, чем меньше шаг колонн и больше длина температурного блока. При действии остальных нагрузок

C== 1.

- Для каждой стойки при соответствующем виде загружения вычисляют упругую реакцию

Bei = Вi +i Вi .

- определяем в трех сечениях (над и под крановой консолью, в основании колонны) колонны M, Q N от действия опорной реакции и внешних нагрузок как в консольной балке.

Расчетная схема рамы и нагрузки, усилия в стойках

Nc-снеговая нагрузка; Nп-усилия от покрытия; T-усилие торможение тележки; Dmax-давление крана на подкр. балку.

Продолжение 3.1.23(1)Расчетная схема рамы и нагрузки, усилия в стойках

Nc-снеговая нагрузка; Nп-усилия от покрытия; T-усилие торможение тележки; Dmax-давление крана на подкр. балку., Nст - нагрузка от стенового ограждения., собственный вес конструкций.

Компоновка конструктивной схемы здания

В задачу компоновки конструктивной схемы входят: выбор сетки колонн и внутренних габаритов здания; компоновка покрытия; разбивка здания на температурные блоки; выбор схемы связей, обеспечивающих пространственную жесткость здания, и т. п. С целью сокращения количества типоразмеров конструкций установлены единые унифицированные сетки колонн LXB для различных объемно-планировочных решении зданий, выполняемых в железобетоне: для здании без мостовых кранов: 12X6, 18X12, 24X12 м при высотах здания Н=3,6...14,4 м через 1,2 м; для здании с мостовыми кранами: 18X12, 24X12, 30X12 м при Н=8,4...18м через 1,2 м. Применение пролетов 18...30м при шаге 12 м позволяет организовать технологический процесс для большинства производств при достаточно эффективном использовании полезных площадей и сократить количество монтажных единиц. Более крупная сетка оправдана, когда удорожание строительных конструкции компенсируется экономией производственных площадей или другими технологическими преимуществами (более удобное обслуживание и т. п) В целях обеспечения максимальной типизации элементов каркаса приняты следующие привязки к продольным и поперечным координационным (разбивочным) осям: привязка зависит: - от назначения и положения колонн (фахверковые, крайние, средние), - от грузоподъемности кранов, - от высоты здания. Высота здания определяется технологическими условиями и назначается исходя из заданной отметки верха кранового рельса. Кроме того, полную высоту колонн Н необходимо назначать с учетом размещения типовых стеновых панелей и оконных переплетов по высоте. Высота нижней части колонн назначается от обреза фундамента до верха подкрановой консоли, верхней части – в зависимости от высоты подкрановой балки, рельса, крана на опоре, тележки и технологического зазора от низа стропильных конструкций. При наличии железобетонных подстропильных конструкций высота верхней части колонн уменьшается на 600 мм. Плоские покрытия компонуют по двум схемам: беспрогонной и прогонной. При беспрогонной схеме плиты покрытия укладывают по ригелям поперечных рам и крепят с помощью сварки закладных деталей. Длину опирания продольных ребер на несущие конструкции принимают для плит пролетом 6 м — не менее 80 мм, 12 м — не менее 100 мм. Сварка з.д, замоноличивают бетоном швы. При решении покрытия по беспрогонной схеме возможно поперечное и продольное расположение ригелей. При поперечном расположении ригелей покрытие может быть запроектировано без подстроительных конструкций (ригели укладываются только по колоннам с шагом 6 или 12 м), с подстропильными конструкциями (ригели с шагом 6м укладывают по подстропильным балкам или фермам, имеющим пролет 12...18 м) и по комбинированной схеме, при которой крайние колонны имеют шаг 6 м и являются опорами для ригелей, средние колонны устанавливают через 12 м и имеют поверху подстропильные конструкции для опирания ригелей. В зданиях большой протяженности из-за изменения температур происходят значительные температурные деформации горизонтальных элементов (ригелей, подкрановых балок и т.п.). Также сказывается усадка бетона. Эти деформации приводят к появлению дополнительных усилий в колоннах, которые могут вызвать образование трещин и т.д. поэтому используют температ-усадочные швы на спаренных колонных с разрезкой до верха фундамента. Максимально допустимые размеры температ блока для отаплив зданий –

Продолжение 3.1.24

Определение усилий в стойках рамы:

Поперечная рама статически неопределима (метод перемещений)

R11-реакция в дополнит связи вызванная перемещением рамы; R1F-реакция в дополнит связи вызван действием внешних нагрузок. R11+ R1F=0 R11 При опр реакции от внешней нагрузки, ригель принимается абсолютно жестким. Каждую стойку можем рассм-ть в отдельности. Raвн+Rбвн+Rввн=R1F. Сущ таб, см. загружение. Надо найти ту долю R11,которая будет приходится на каждую стойку в отдельности. Ra= R11*Кар Rб= R11*Кбр; Кар=Rа/суммаR. Кар- коэф распределения; Rа- единич перемещен в данной стойке. Далее находим сочетание усилий в расчетном сеч колонны.

Мmax; Qсоотв; Nсоотв; I-I-на уровне верха колонны;

Мmin; Qсоотв; Nсоотв; II-II- надкрановая часть колонны;

Мсоотв; Qсоотв; Nmax; III-III-подкрановая часть колонны;

IV-IV-нижняя часть колонны на уровне обреза фундамента. Делаем по II-II, IV-IV.

Продолжение 3.1.23(2)

72 м, для неотаплив – 48 м. если необходимо увеличить температ блок – рассчитываем на температ деформации.

Если здание имеет блоки разной высоты или устраиваются на разнородных грунтах – устраивают осадочные швы с разрезкой до подошвы фундаментов (чтобы обеспечить независимую осадку). Часто совмещают темпер и осад швы.

Пространственной жесткостью здания или сооружения называют его способность сопротивляться воздействию горизонтальных нагрузок. Пространственная жесткость каркаса одноэт. пром. здания в поперечном направлении обеспечивается расчетом и конструкцией поперечной рамы. Основными факторами, обеспечивающими поперечную пространственную жесткость, являются защемление колонн в. фундаментах и достаточная изгибная жесткость колонн.

Для обеспечения пространственной жесткости в продол. напрвлен. использовать вертикальные связи из стального проката устанавливаемые по продольным рядам колонн в серединах температурных блоков (для снижения температурных усилий в колоннах). Такие связи, как правило, не препятствуют технологическому процессу. Они устраиваются на высоту от пола до низа подкрановых балок и привариваются к закладным деталям колонн. По конструкции вертикальные связи по колоннам бывают крестовые (одноярусные и двухъярусные) и портальные, устраиваемые обычно по внутренним рядам колонн. При такой конструкции необходимость в расчете продольной рамы отпадает, производится лишь расчет связей на действие ветровой нагрузки на торец здания и усилий продольного торможения мостовых кранов. В бескрановых зданиях небольшой высоты (Н<9,6 м) продольные связи не устанавливают.

Пространственная жесткость его отдельных элементов (покрытия, фахверка и т. п.). Действующая на торец здания горизонтальная ветровая нагрузка передается со стеновых панелей через стойки фахверка на плиты покрытия. Сопряжение между плитами покрытия и колоннами осуществляется через ригели, обладающие малой жесткостью из своей плоскости. Поэтому при отсутствии связей горизонтальная сила, приложенная к покрытию, может вызвать чрезмерные перемещения ригелей. Кроме того, сила продольного торможения крана может вызвать деформации отдельной колонны. Для исключения этих явлений в торцах температурных блоков между колоннами устраивают вертикальные связевые фермы, обеспечивающие передачу усилия с покрытия на колонны.

При наличии фонарей сжатый пояс ригеля имеет свободную длину, равную ширине фонаря. Для исключения потери его устойчивости из плоскости по коньку устраивают распорки.

При достаточно больших высотах и пролетах здания на уровне низа стропильных конструкций или на уровне крановых путей устраивают горизонтальные связи в виде ферм из стальных уголков. Эти связи являются дополнительными опорами для стоек фахверка по высоте и передают ветровую нагрузку на продольные ряды основных колонн.

Размеры колонн: h н= (1/10-1/14) Нн, ширина b = (1/20-1/25) Hн., h в = 50, 60 см (в зависимости от привязки колонны)., b = 40, 50, 60 см (в зависимости от шага колонн). Глубина заделки – 1,5 b или (1…1,4)h н Зависит от длины анкеровки арматуры продольной колонны и обеспечения заделки колонны.

Расчет поперечной рамы.

Если нагрузка приложена одновременно ко всем рамам (снег, ветер, масса конструкций), рамы находятся в одинаковых условиях, их можно рассчитывать независимо. Если нагрузка приложена к одной или нескольким рамам (крановая), незагруженные рамы будут также оказывать влияние и необходимо учитывать пространственную работу каркаса.

Рассчитываем на сочетания (основные, дополнительные, особые) нагрузок (при числе кратковременных нагрузок больше двух).

Ветровая нагрузка, приходящаяся на стеновые панели выше верха колонны, приводится к сосредоточенной к оголовку колонны. Крановая нагрузка – по линиям влияния опорного давления на консоль колонны от двух сближенных кранов с коэффициентом сочетаний 0,85 (для крайней колонны), от 4-х кранов с коэф. сочетаний 0,7 (для средней колонны).

3.1.25 .Железобетонные двускатные стропильные балки со сплошной стенкой. Конструктивные особенности. Выбор расчетного сечения.

ТИПЫ БАЛОК

Ж.б. строп. балки применяют для перекрытий пролетом 6,9,12,18м. Балки пролетом 6 и 9м прим. для покрытия пристроек, 12м-поперечные и продольные ригели покрытия, 18м в качестве поперечных ригелей, по которым уклад. плиты 3х6м, 3х12м. Двускатные балки имеют уклон верхней полки 1:12 для скатных кровель, 1:30-для малоуклонных. В основе прим. для покрытий пролетом 18м. (-): трудности при изготов. каркасов переменной высоты. При необходимости пропуска коммуникаций в покрытии используют двускатные решетчатые балки 12 и18м.

Односкатные балки прим. для устройства кровли с односторонним уклоном

Балки с параллельными полками имеют арматурные каркасы постоянной высоты. Прим. в качестве продольных ригелей при горизонт кровлях. (-): расход бетона и арматуры больше, чем у двускатных.

Балки с ломанным криволинейным верхним поясом сложная технология изготовл., не нашли применения.

-ОСОБЕННОСТИ РАСЧЕТА И КОНСТРУИРОВАНИЯ. Высота сечения балок в середине пролета (1/10..1/12)l. В связи с экономией бетона сечение балок приним. тавровым (при l=6,9м) и двутавровым (l=12;18м). Ширину верхней полки приним. (1/50…1/60)l из условия опирания плит покрытия и обеспечения устойчивости при транспортировке и монтаже, что составл. 20..40 см. Ширину нижней полки (25…30см) определяют из условия размещения в ней растянутой арматуры, прочности бетона при действии усилия обжатия, а так же условия опирания на колонны. Толщину вертикал стенки в средней части пролета (6…8см) назначают из условия изготовлен. балки (в вертик. положении) и размещения поперечной арматуры (одного или двух каркасов). У опор стенка утолщается для обеспечения прочности и трещеностойкости опорных сечений. Бетон балок классов В25…В40.

3.1.26. Железобетонные двускатные стропильные балки с отверстиями в стенке. Конструктивные особенности. Выбор расчетного сечения.

1 По ослабленному сечению а) по общим правилам

х=(0,35-0,40)l . Для геометр характеристик, выбрасываем величину отверстий.

б) с учетом рекомендаций БашНИИстрой.

N_пн=M_m/z_mk;

N_пв=M_m/z_m(1+i)^1/2k;

M_m- изгибающий момент в середине рассматриваемого отверстия

(в сечении Д).

z_m- расстояние между продольнымы осями поясов в середине рассматриваемого отверстия.

k- коэффициент, зависящий от соотношения моментов инерции поясов.

M_пн=(М_сеч - N_пнz)k₁;

M_пв=(М_сеч - N_пвz) (1+i)^1/2k₁;

z- расстояние между осями поясов в данном сечении.

Q_пн=(Q_сеч - N_пнi)k₁;

Q_пв=(Q_сеч - N_пвi)k₁;

Выполняем конструктивный расчет балки:

MA_s;

Q проверка поперечного сечения.

Отверстия делаются для:

1) уменьшения расхода бетона;

2) пропуска коммуникаций;

Основное преимущество решетчатой балки: пониженная трудоемкость ее изготовления.

Обычно при проектировании принимают h_В=h_Н;

Шаг отверстий выбирается в зависимости от того какие плиты используются: 1.5 или 3 метра(место опирания плит должно совпадать с осью стойки).

Расход бетона и арматуры в двускатной балке будет меньше, чем в решетчатой. Это вызвано необходимостью армирования отверстий,

а также тем, что большее количество бетона требует большего количества арматуры.

3.1.27. Жб стропильные раскосные фермы. Виды ферм. Условия назначения размеров поперечного сечения элементов ферм.

Ж.б. стропильные фермы прим. в качестве ригелей покрытий пром. и общест. зданий при пролетах 18,24,30м, шаге 6и12м. Фермы устанавливают на колонны или к подстроп. фермам с помощью анкерных болтов или сварки закладных опорных элементов. Очертания ферм зависит от профиля кровли и общей компоновки покрытия. Сегментные раскосные фермы усилия в поясах по длине изменяются мало, а в элементах решетки - невелики. (+):Малая высота у опор приводит к  высоты стен здания и суммарной длины решетки. (-):Высокая трудоемкость при устройстве скатной кровле (рис.1а). Безраскосные арочные фермы – простота и удобство изготов.(+):Межфермен пространство используют для коммуник., тех. этажей. (-): В стойках и поясах фермы возникают значительные изгибающие моментыбольшой расход арматуры, стоимость фермы (рис.1б). Фермы с параллельными поясами- простое устройство плоской кровли. Имеют большую высоту на опорах, что приводит к  высоты наружных стен и устр-ва вертик. связей между фермами в плоскости опорных стоек. По расходу бетона уступают сегментным и арочным. Расстояние между узлами верхнего пояса = ширине плите(3м) для узловой передачи нагрузки (рис.1в). Арочные раскосные фермы имеют легкую разряженную решетку. В них допускается неузловая передача нагрузки от плит покрытия. Изгибающий момент от вертикальной нагрузки  за счет моментов обратного знака, создаваемых продольной сжимающ усилиями приложен. с эксцентриситет. верхнем поясе (рис.1г).

Треугольные фермы- невыгодны т.к. большая высота, значит. расход материал. Примен. при кровле из асбестоцементных матер-ов или метал. волн. листов, где нужен значительный уклон (рис.1д). Фермы с ломанным нижним поясом более устойчивы, не требует установки дополнит. связей, но сложны в изготовлении (рис.1е).

Условие назначения размеров поперечного сечения фермы:

Верхний пояс: в_в назначают из двух условий: 1) из условий опирания плит покрытий; 2) из условия устойчивости при транспортировке. h_в- определяем расчетом. Нижний пояс: в_в=в_н из условия удобства изготовления фермы. h_н- Назначается из условия размещения арматуры.

С –величина защитного слоя для армат уры нижнего пояса; C₁-защитный слой для раскосов.

Продолжение 3.1.25

Все типы балок пролетом 12…18 м выполняют предварительно напряженным с натяжением на упоры. Чтобы от усилий не образовывались и не раскрывал. трещины в верхней зоне, там размещают напрягаемую арматуру А/sp=(0.15…0,2)Аsp. Поперечная и продольная делается из стали класса А-I, А-Ш. На опоре устанавливают сетки и вертикальные стержни, где возникают усилия от реакций опор и предварительного обжатия. Нагрузка на балку от веса покрытия и снега передаются через ребра плит в виде сосредоточенных сил. При числе плит более четырех нагрузка заменяется эквивалентно распределенной. При расчете нормальных сечений двускат. балок необходимо учитывать, что сечение, где действует максимальный изгибающий момент не совпадает с серединой пролета. Это объясняется тем, что по мере удаления от середины балки рабочая высота ее на некотором участке уменьшается быстрее, чем внешний изгибающий момент при уклоне верхней полки 1:12 опасное сечение находится на расстоянии 0,37l от опоры

Выбор расчетного сечения:

h=l/12; h_оп=h-l/2х1/12=l/12-l/24=l/24; h_х=h_оп+х/12=l/24+х/12=(l+2х)/24.

М_х=qx(l-х)/2. Определяем площадь арматуры: А_sх=М_х/R_sh_0х; -табличный коэффициент; h_0х=h_х; <1. А_sx=М_х/R_sh_х= qx(l-x)24/2R_s(l+2х)=

=12qх(l-х)/ R_s(l+2х). Наибольшая площадь арматуры - наиболее опасное сечение. d А_sх/dх=о , =const; 2х²+2хl-l²=0; х=(0.35-0.40)l; х=0,37l Нагрузка равномерно распределенная:

Рабочая арматура проходит по всей длине балки и не меняет своего сечения. N_sp-усилие в напряженной арматуре. Z_оп=h_оп-h_в/2-h_н/2; Z_оп-плечо внутренней пары сил на опоре. Z_х=Z_оп+iх; М_u(х)=N_spZ_х(1). М_х=qх(l-х)/2 (2); М= М_u(х)- М_хmin. dМ/dх=0 М_u – предельный момент, воспринимающий сечением. М_х- изгибающий момент от внешней нагрузки.

Х=l/2-iN_sp/q (3)- это уравнение решается методом последовательного приближения. Подход а: Задаемся “х” в пределах 0,35-0,4. Из ф.(3)N_sp. Определяем М_х(2); М_u(х)1. Опр. М. График, где М и х расчет. сечение, где М –min. Подход б: Задаемся “х” Их ф.(3)N_sp; М_х=М_u(х). Опред. “х”. Сопост. Х_зад, Х_пол; Х_задХ_пол.

3.1.28. Жб. стропильные раскосные фермы. Особенности расчета на действие узловой и внеузловой нагрузки. Армирование узлов ферм.

Раскосные фермы. Усилия в элементах ферм по правилам строительной механики. Продольные усилия определяют графическим методом Максвела-Кремона.

Внеузловая нагрузка. Возникает дополнительный изгибающий момент. Усилия определяются в два этапа. Нагрузку прикладывают к узлам по правилу рычага. Определяем продольное усилие - внеузловую нагрузку.

Узловая нагрузка - опорами служат узлы. Определяем изгибающий момент в каждой панели, производим расчет сечений. Расчет сечений производят по двум группам предельных состояний – по несущей способности и по деформациям, ширине раскрытия трещин.

ОСОБЕННОСТИ РАСЧЕТА И КОНСТРУИРОВАНИЯ. Высота ферм в середине пролета (1/6…1/10)l. Ширина сечения верхнего пояса (1/70…1/80)l из условия устойчивости его из плоскости фермы и условия опирания плит. Высота сечения назн. из условия размещен. Рабочей растянутой арматуры. Размеры сечения сжатых элементов решетки и стоек определяются расчет. Класс бетона В25…В50.Нижний пояс предварит. напряжен, армируется стержневой арматурой и канатами. Для предотвращ. продольных трещин, нижний поя армируется конструктив. попереч. арматурой проволокой d=5,6мм, соединен. обычной арматурой в каркасы. В опорном узле для восприятия перерезывающих сил и сил обжатия устанавл. попереч. Арматуру 1, объединенные контурными стержнями 2 в плоский каркас. Для предотвращения продольных трещин косвенная арматура 3 в виде сеток. Для предотвращения раскрытия трещин в месте сопряжения нижнего пояса с узлом ставят дополнит. сетку 4 Нагрузка от покрытия и от массы фермы считается приложенной к узлам верхнего пояса, а нагрузка от подвесного оборудования - к узлам нижнего.

Ж.б. ферма имеет жесткие узлы и представляет собой многократно статически неопределимую рамную систему. Т. к. при проверке по прочности жесткость падает, влияние изгибающих моментов можно пренебречь и рассматривать узлы, как шарнирные рассматривают, как статически определимую. При межузловой нагрузке учитывают местный изгиб верхнего пояса. Верхний пояс рассчитывают на сжатие со случайным или расчетным эксцентриситетом, нижний - на центральное растяжение, решетку - на сжатие или растяжение. При расчете трещиностойкости предварительно напряженного нижнего пояса учитывают влияние изгибающих моментов. При расчете безраскосной фермы принимают жесткое соединение поясов и стоек в узле. Усилия определяются как для статически неопределимой системы.

Особенности конструирования ферм: Для армирования нижнего пояса используется преднапряженная арматура. Решетка фермы может быть монолитной или закладной (отдельно изготовл. элементы решетки).

Армирование опорного узла:

Армирование опорного узла:

29. Раскосные фермы. Расчет поперечной арматуры узлов.

Особенности расчета узлов ферм. Узлы фермы испытывают сложное напряженное состояние.

1-разрушение в результате действия поперечных сил; 2- в результате действия изгибающего момента; 3-в результате среза опорной части;

4-вызванного нарушением анкеровки арматуры.

Расчет поперечной арматуры узлов. Опорный узел.

1. Из условия обеспечения надежной анкеровки арматуры.

АВ- возможное разрушение опорного узла при нарушении анкеровки;

U₁-усилие, действующее в нижнем поясе в приопорном узле, сопротив. арматура; N – усилие сопротивления. U₁ cos(90⁰-)=U₁ sin (N_spsin; N_ssin; N_swsin); U₁sinN_spsin+N_ssin+N_swcos; U₁N_sp+N_s+N_swctgN_sw. Условие прочности. Определяем усилие, воспринимаемое поперечной арматурой. N_sp=R_spА_sp(l_1p/l_ан,р); N_s=R_sА_s(l₁/l_ан); Величина заделки (анкеровки) обеспечивающая использование полного расчетного сопротивления арматуры. l_1p- фактическая величина заделки арматуры за линией АВ. N_sw=nR_swA_sw1-усилие в преднапрягаемой арматуре. A_sw1=d_sw. R_sw-расчетное сопротивление. A_sw1-площадь поперечного сечения в одной плоскости сечения; n-количество стержней.

Продолжение 3.1.28

Армирование опорного узла:

1-поперечные стержни; 2-окаймляющие стержни; 3-рабочая арматура; 4-преднапряженная арматура; 5-сетка для восприятия усилия действующих сверху и снизу; 6- cетка для обеспечения прочности углов;7-сетка косвенного армирования (ставят 3-5); 8-поперечные стержни(анкеруют).

Армирование промежуточного узла:

1-поперечные стержни; 2-окаймляющие стержни. Один раскос работает на сжатие, другой на расстяжение. Анкеровка обеспечивает необходимую заделку в узле

Продолжение 3.1.29

2. Из условия обеспечения прочности наклонного сечения по изгибающему моменту.

Реакция-сила, вызывающая разрушение. М=0.

R(l_y3-a)N_sp(h_op-x/2)+N_s(h₀-x/2)+N_swZ_sw;

X=0. R b X=N_sp+N_s, где b-ширина опорного узла.

Х-? N_sp, N_s- определяем ранее. N_sw=n R_sw A_sw1; n-количество стержней на длине проекции линии АВС. От площади арматуры переходим к диаметру.

Промежуточный узел.

NN_s+N_swcos; N_sw=nR_swА_sw1; n-число стержней; N_s-усилие воспринимаемое арматурой за счет сцепления с бетоном. N_s=N(k₂(l₁+a)/k₁l_ан);

k₂-коэф, учитывающий условие работы узла. k₁=s/R_s, где s- напряжение в арматуре от расчетных усилий. l_ан-длина анкеров. a-условное увеличение величины заделки при наличии анкеров.

30. Бесраскосные фермы.

Для определения внутренних усилий в элементах фермы исп. точные и приближенные методы. Для точного расчета исп. метод сил и разл. программы для ЭВМ. Приближенный метод (наиболее распр.) – метод Р. Залигера.

Безраскосные фермы применяют двух типов: сегментные с верхним поясом криволинейного или ломаного очертания и с параллельными поясами. При применении ферм с верхним поясом криволинейного очертания предпочтение отдается круговому. при круговом очертании улучшаются условия монтажа плит покрытия, швы м/у которыми становятся минимальными, а переломы в кровле – мало заметными. Безраскосные фермы примен. предварит. напряженными с испол. бетона классов В25-40. В кач-ве напрягаемой АРМ. исп. К-7 и К-19 или высокопр. проволоку Вр-II. Допускается применять стержневую арматуру классов A-IV, A-V. В кач-ве ненапр. арматуры примен. А-III и Вр-I. Высота фермы прин. (1/6 – 1/8)пролета. в целях униф. высота фермы должна быть кратна 100мм. Из условия трансп. высота фермы не должна прев. 3,8 м. Уклон вехнего пояса сегментных ферм при скатных покртиях в средней части 1:12, для остальных панелей, за исключением крайней, уклон не должен превышать 1:4. ДлЯ сохранения постоянного уклона кровли над крайними панелями могут быть устроены дополнительные стойки. Ширина сечений ферм может быть принята 240-280 мм и одинаковой. Для сегментынх ферм высота верхнего пояса 200-300 мм, нижнего 220-300 мм. Желательно высоту вер. и ниж. пояса делать одинаковой. высота попер. сечения стоек принимается из условия отношения высоты пояса к высоте стоек 0,7-0,8. Высота опорного узла сегментной фермы принимается из условия униф-ции с высотой стен – 880мм. Нагрузка от покрытия приводится к узловой, от собственного веса – приложенным в узлах верхнего пояса в сегментных фермах, поровну к обоим поясам – в фермах с парал. поясами. Сосредоточенные крановые нагр. приклад к тому пояса, к кот-ому крепятся и приводятся к узловой по правилу рычага.

Расчетная схема фермы:

18 раз статически неопределимая. К=3*n, где n-число панелей. Расчет производят: 1) методом сил; 2) программой Лира; 3) приближенный способ. При расчете принимают жесткие соединения поясов и стоек в узле. Усилия опр. как для статически неопределимой ситсемы. Расчетные усилия в элементах ферм находят от всевозможных сочетаний нагрузок.

Продолжение 3.1.30(1)

Основная система (метод Залигера):

В зоне, где М=0, ставим фиктивные шарниры. Ферма разделяется на верхнюю и нижнюю части, разрез делается по шарнирам в стойках, при этом к каждой части прикладываются усилия от внешней нагрузки и усилия гориз. и вертик. в местах разреза стоек. Такой подход требует введения в сегментных фермах дополнительной стойки в опорном узле. Неизвестные внутренние усилия в сечениях фермы нах. из решения ур-ний равновесия моментов относительно шарниров, расположенных в поясах.. Относительно опорной реакции безраскосные фермы статически определимы, поэтому опорные реакции опр. как в стат. определимой ферме. Этот метод расчета справедлив только для ферм с симметричной узловой нагрузки. При определении местоположения фиктивных шарниров каждая панель рассматривается как замкнутая рама. Если моменты инерции стоек и поясов соответственно раны друг другу, тофикт. шарниры ставим в середине высоты стоек, и середине поясов. Если неравные, то точка приложения фиктивного шарнира делит элемент на части, пропорциональные величинам квадратных корней из отношения моментов инерции. - момент инерции левой стойки или нижнего пояса, - момент инерции правой стойки или верхнего пояса. Если К1,2 – то считаются моменты инерции равными. Определяем

М,N,Q-?

Продолжение 3.1.30()

Определяем S,V,М=0. М=0I, I^/, II, II^/. Затем определяем моменты в стойках при рассмотрении верх. и ниж. частей ферм, и затем – в поясах – методом вырезания узлов. поперечные силы опр. методом Журавского. попер. силы в стойках численно равны гор. усилиям в шарнирах (S). Нормальные силы – находим проецируя все продольные силы на ось элемента.

М_стi=S_i*_i; _i- расстояние от шарнира до узла; М_ст- момент стойки. Моменты продольных и поперечных сил определяют по общим правилам.

Безраскосные арочные фермы –простота и удобство изготов.(+):Межфермен пространство используют для коммуник., тех. этажей. (-): В стойках и поясах фермы возникают значительные изгибающие моменты, большой расход арматуры, стоимость фермы (рис.1б).