Лекция 4 Расчет прочности нормальных сечений тавровой формы и изгибаемых элементов по наклонным сечениям. Поперечное армирование изгибаемых элементов

Перейдем теперь к расчету таврового сечения. Актуальность данного вопроса связана с тем, что к расчетной схеме сечения в виде тавра с полкой в сжатой зоне сводится расчет целого ряда конструкций. Сюда можно отнести и собственно тавровые балки, двутавровые балки, элементы коробчатого профиля, пустотный настил, плиты типа 2Т, ребристые панели и ребристые плиты монолитных перекрытий. Все перечисленные изделия из железобетона характерны тем, что в них бетон максимально убирается из растянутой зоны, а полки в растянутой зоне предназначены только для лучшего размещения в них арматуры и придания жесткости конструкции. Многообразие элементов, расчет которых сводится к расчету тавра с полкой в сжатой зоне иллюстрируется рис. 4.1. Из рисунка видно как сечения различных конструкций приводятся к эквивалентному тавровому. Полки в растянутой зоне исключаются, а толщина всех вертикальных стенок суммируется. При формировании расчетного сечения необходимо помнить, что широкие сжатые полки тавра неравномерно воспринимают напряжения сжатия. По мере удаления от стенки балки напряжения в полке уменьшаются, поэтому нормы ограничивают включаемую в расчет ширину полки. Во всех случаях свес полки в каждую сторону должен быть не более 1/6 пролета элемента и не более следующих величин. В отдельных балках: если толщина полки h^I_f < 0,05 h , сжатая полка вообще не учитывается, и сечение рассчитывается как прямоугольное шириной b; если 0,05 h ≤ h^I_f < 0,1h, в расчет принимается ширина свесов равная 3h^I_f ; а если h^I_f > 0,1h то 6h^I_f . В других случаях, например, для монолитных ребристых плитах или для сборного ребристого настила принимаемая в расчет ширина свеса верхней полки в каждую сторону от ребра не должна быть более: при наличии поперечных ребер или при h^I_f > 0,1h - 1/2 расстояния в свету между ребрами; при отсутствии поперечных ребер или при расстояниях между ними больших, чем расстояния между продольными ребрами и при h^I_f < 0,1h - 6h^I_f .

Здесь при рассмотрении тавровых сечений будем считать, что имеет место только одиночное армирование и требуется провести либо поверочный расчет, либо решать задачу прямого проектирования по определению необходимой площади поперечного сечения растянутой арматуры A_s.

Проверка несущей способности таврового сечения производится в зависимости

от положения границы сжатой зоны бетона, см. рис. 4.2. Если граница проходит в пределах полки (рис. 4.2, а), т.е. выполняется условие

M ≤ R_b b^I_f h^I_f (h₀ – 0,5 h^I_f) , (4.1)

Рис.4.1. Виды железобетонных конструкций, расчет которых по прочности

сводится к расчету тавра с полкой в сжатой зоне:

а – тавровая железобетонная балка; б – двутавровая балка и ее эквивалентное тавровое

сечение; в – ребристое монолитное перекрытие; г – ребристая панель и ее расчетный

эквивалент; д – панель с круглыми пустотами; е – панель коробчатого сечении

где: b^I_f - ширина полки тавра, расчет производится как для прямоугольного сечения шириной b = b^I_f. Если граница сжатой зоны находится ниже полки (рис.4.2, б) и условие (4.1) не соблюдается, расчет можно выполнить по схеме двух сечений, примененной ранее при расчете прямоугольного сечения с двойной арматурой. Снова воспользуемся принципом независимости действия сил и мысленно представим себе вместо одной балки две (рис. 4.2, в,г). В первой балке сжаты только свесы полки, во второй сжатая зона бетона находится только в стенке балки. Найдем отдельно и в том и в другом случае необходимое армирование, а затем соединим эти две балки вместе. Тем самым мы получим искомый результат.

Проверка прочности выполняется из условия

M ≤ M₁ + M₂ , (4.2)

где: M – момент внешних сил; M₁ - момент, воспринимаемый стенкой балки;

M₂ – момент, воспринимаемый сжатыми свесами полки. Соответственно и площадь

поперечного сечения арматуры сложится из двух составляющих A_s = A_s1 + A_s2.

Рис.4.2. К расчету таврового сечения с полкой в сжатой зоне:

а – граница сжатой зоны проходит в полке; б – граница сжатой зоны проходит в стенке балки;

в, г - расчетная схема в виде двух балок

Изгибающий момент, воспринимаемый за счет сжатых свесов полки равен

M₂ = R_b (b^I_f - b) h^I_f (h₀ - h^I_f/2) , (4.3)

а площадь сечения арматуры A_s2 вычисляется из условия равновесия сил в проекции на горизонтальную ось A_s2= (R_b (b^I_f - b) h^I_f) / R_s . (4.4)

Если решается задача поверочного расчета, т.е. величина A_s известна, с ее помощью найдем значение арматуры A_s1 = A_s - A_s2 и далее определим границу сжатого бетона в стенке балки по соотношению (3.3)

x = (R_s A_s1)/( R_b b) . (4.5) Зная границу сжатой зоны бетона в стенке, можно определить вторую составляющую момента внутренних сил - M₁ из формулы (3.5)

M₁ = R_s A_s1 (h₀ – 0,5 x). (4.6)

Остается только проверить выполнение условия (4.2). Если это условие выполняется, задача решена, если нет, тогда нужно решать задачу прямого проектирования, т.е. найти необходимую площадь поперечного сечения растянутой арматуры в прямоугольном сечении шириной b и высотой h при действии изгибающего момента M₁, что было рассмотрено ранее. При этом для стенки балки должно выполняться условие ξ ≤ ξ_R . Вообще, во всех случаях при проектировании изгибаемых элементов необходимо стремиться к тому, чтобы это условие выполнялось. Это гарантирует разрушение элемента по арматуре и как следствие большую безопасность конструкции.

Как отмечалось ранее, разрушение изгибаемого железобетонного элемента может происходить не только по нормальному сечению, но и по наклонному, при этом прочность нормального сечения может быть еще не исчерпана. Обычно рассматриваются приопорные сечения, где одновременно действуют изгибающий момент и поперечная сила. Приопорные и опорные сечения изгибаемых железобетонных элементов армируются продольной и поперечной арматурой (хомутами). Кроме того для восприятия усилий в этих сечениях могут ставиться наклонные стержни – отгибы. Постановка отгибов трудоемкий процесс и в большинстве индустриальных железобетонных конструкций применяются сварные каркасы только с поперечной арматурой или хомутами (рис.2.4). Поэтому далее, мы не будем принимать в рассмотрение отгибы и их вклад в прочность элементов, что не скажется на общности изложения.

В наклонных сечениях наблюдаются те же стадии напряженно-деформированного состояния материала, что и в нормальных сечениях. Разрушение также будет происходить в конце третьей стадии, и оно может развиваться по двум сценариям.

Рис. 4.3.Типы разрушения балки по наклонным сечениям:

а – по косой трещине от действия изгибающего момента; б – от действия поперечной

силы; 1 – продольная арматура; 2 – поперечная арматура или хомуты

Первый тип разрушения, это разрушение от действия изгибающего момента

(рис. 4.3,а). В этом случае, напряжения во всей арматуре, пересекающей наклонную трещину, достигают своих предельных значений, трещина раскрывается, высота сжатой зоны бетона сокращается, примыкающие к вершине трещины части элемента поворачиваются вокруг образующегося пластического шарнира и, наконец, происходит разрушение сжатой зоны бетона. При втором типе разрушения, наклонная трещина образуется по всей высоте элемента, примыкающие к трещине части элемента смещаются относительно друг друга и происходит хрупкое разрушение (рис.4.3,б). Напряжения в арматуре продольной не достигают предельных значений, а напряжения в поперечной равны

расчетным. Поэтому, до того как произойдет разрушение арматуры, могут разрушиться бетонные полосы между трещинами, воспринимающие сжимающие усилия.

Исходя из двух типов разрушения, проверка элемента производится по трем следующим условиям: при действии поперечной силы - на прочность по наклонной трещине и на прочность полосы бетона между трещинами, а при действии изгибающего момента - на прочность по наклонной трещине. Схема усилий и армирования при проверке наклонного сечения на действие поперечной силы приведена на рис. 4.4.

Рис.4.4. Схема усилий и армирования при проверке сечения на прочность

от действия поперечной силы

Проверку прочности наклонного сечения по поперечной силе можно не производить, если (для тяжелого бетона) выполняется условие

Q ≤ 0,6 R_bt b h₀ , (4.7)

где Q – поперечная сила, определяемая внешней нагрузкой, расположенной по одну сторону от рассматриваемого сечения.

Разрушение полос сжатого бетона между трещинами не происходит, если

выполняется условие

Q ≤ 0,3 φ_W1 φ_b1R_b b h₀ , (4.8)

где: φ_W1 – коэффициент, учитывает влияние хомутов и определяется по формуле

φ_W1 = 1 + 5αμ_W, (4.9)

где: α = E_S / E_b ; μ_W = A_SW / (b S) ; E_S и E_b - модули упругости арматурной стали и бетона; ; A_SW – площадь сечения хомутов, пересекающих наклонную трещину в одной плоскости по ширине элемента; S – шаг хомутов, рис. 4.4.

На величину коэффициента φ_W1 накладывается ограничение φ_W1 ≤ 1,3. Коэффициент φ_b1 (для тяжелого бетона) определяется по соотношению

φ_b1 = 1 – 0.001 R_b (в кгс/см²). (4.10)

Если условие (4.8) не соблюдается, дальнейшие проверки бессмысленны, необходимо увеличить габариты сечения или перейти на более высокий класс бетона по прочности.

Прочность элемента по наклонному сечению при действии поперечной силы будет обеспечена при соблюдении условия

Q ≤ Q_b + Q_SW, (4.11)

где Q_b – поперечная сила, воспринимаемая бетоном; Q_SW – сумма предельных усилий в хомутах, пересекающих наклонную трещину.

Для тяжелого бетона и в случае элемента прямоугольного сечения Q_b определяется по эмпирической формуле

Q_b = 2 R_bt b h₀²/С, (4.12)

где: С – длина проекции наиболее опасного наклонного сечения на ось элемента.

Q_SW = ∑ (R_SW A_SW), (4.13)

где: R_SW – расчетное сопротивление растяжению поперечной арматуры; знак ∑ означает суммирование сопротивления растяжению всей поперечной арматуры пересекающей наклонную трещину.

С другой стороны величину Q_SW можно выразить через шаг поперечных стержней S

Q_SW = q_SW С₀, (4.14)

где: С₀ – горизонтальная проекция наиболее опасной трещины; q_SW – усилие в хомутах на единицу длины элемента, определяемое по формуле

q_SW = (R_SW A_SW) / S . (4.15). Обычно, проверке по наклонным сечениям предшествует расчет элемента по нормальным сечениям. В результате этого расчета формируются геометрические размеры поперечного сечения, определяется продольное армирование A_S и диаметр стержней продольной арматуры. По диаметру стержней продольной арматуры выбирается диаметр поперечной арматуры (хомутов), а шаг поперечной арматуры S необходимо определить из расчета наклонного сечения. Выполняется это через величину Q_SW для чего необходимо предварительно вычислить С_0. Значение С₀ определяется из минимума несущей способности сечения по поперечной силе, т.е. из минимума правой части соотношения (4.11) по переменной С. Эта математическая процедура дает соотношение (для тяжелого бетона)

С₀ = (2 R_bt b h₀²/ q_SW)^0,5. (4.16)

Соотношение (4.16) содержит два неизвестных q_SW и С₀, поэтому необходимо найти еще одно условие, которое позволит вычислить эти величины. Из практики известно, что для прямоугольных сечений с поперечным армированием поперечная сила поровну воспринимается бетоном и хомутами, т.е. имеет место равенство

Q_b = Q_SW . (4.17)

Тогда, согласно (4.11) и (4.16) 0,5 Q = q_SW С₀ = q_SW (2 R_bt b h₀²/ q_SW)^0,5 , откуда

q_SW = 0,25 Q²/(2 R_bt b h₀² ) . (4.18)

Из (4.18) используя (4.15) получим

S = 8 R_SW A_SW R_bt b h₀²/ Q² . (4.19)

Необходимо иметь в виду, что расстояние между поперечными стержнями не может быть таким, чтобы наклонная трещина проходила в промежутке между ними и несущая способность элемента определялась тогда только сопротивлением чистого бетона, соотношением (4.12). Поэтому если из этого соотношения вычислить величину С, то мы определим максимальный шаг поперечных стержней S_max.

S_max = 0,75 2 R_bt b h₀²/ Q_b, (4.20)

где коэффициент 0,75 учитывает возможные отклонения фактического направления наклонных трещин от расчетного, а также возможные неточности в размещении поперечных стержней.

Таким образом, порядок проверки наклонного сечения по поперечной силе будет следующим. По соотношению (4.7) определяется необходимость проверки по поперечной силе. Затем, по соотношению (4.8) проверяется прочность полос бетона между трещинами. Далее, задавшись диаметром и количеством поперечных стержней, определяется площадь их сечения A_SW и по формуле (4.19) шаг поперечных стержней (хомутов).

При проверке прочности элементов по изгибающему моменту проверяется условие

M ≤ M_S + M_SW , (4.21)

где: М – изгибающий момент от внешней нагрузки; М_S и М_SW – изгибающие моменты соответственно от усилий в продольной арматуре и хомутах.

Момент М в условии (4.21) определяется от внешней нагрузки, расположенной по одну сторону от рассматриваемого наклонного сечения, относительно оси перпендикулярной плоскости действия момента и проходящей через точку приложения равнодействующей

сжимающих усилий в бетоне ( рис. 4.5). Моменты М_S и М_SW определяются относительно той же точки от действия усилий в продольной арматуре и хомутах, пересекающих растянутую зону наклонного сечения. Высота сжатой зоны вычисляется из условий

равновесия внутренних усилий на горизонтальную ось, по соотношению (3.2). На приопорных участках элемента момент М_S , воспринимаемый продольной арматурой, пересекающей наклонное сечение, определяется по формуле

М_S = R_S A_S Z_S , (4.22)

где: A_S – площадь сечения продольной арматуры, пересекающей наклонное сечение; Z_S – расстояние от равнодействующей усилий в продольной арматуре до равнодействующей усилий в сжатой зоне бетона.

Рис. 4.5. Схема внутренних усилий в наклонном сечении при проверке

прочности от действия изгибающего момента

При отсутствии у продольной арматуры надлежащей анкеровки, расчетное сопротивление арматуры R_S понижается умножением его на коэффициент условий работы

γ_s5 = ℓ_X / ℓ_an , (4.23)

где: ℓ_X – расстояние от начала зоны передачи напряжений до рассматриваемого сечения; ℓ_an – зона анкеровки арматуры.

Момент М_SW, воспринимаемый хомутами, нормальными к продольной оси элемента, с равномерным шагом в пределах растянутой зоны рассматриваемого наклонного сечения, определяется по формуле

М_SW = 0,5 q_SW С₀ ². (4.24)

При проектировании изгибаемых железобетонных элементов с учетом прочности по наклонным сечениям, необходимо учитывать еще ряд конструктивных требований к поперечному армированию. Поперечная арматура должна устанавливаться в балочных конструкциях высотой свыше 150 мм, а также в многопустотных плитах высотой свыше 300 мм. Ее необходимо устанавливать на приопорных участках, равных 1/4 пролета, а при сосредоточенных нагрузках от опоры до места приложения нагрузки, но не менее 1/4 пролета с шагом: при высоте сечения элемента 450 мм и менее - не более h/2 и не более 150 мм; при высоте сечения свыше 450 мм - не более h/3 и не более 500 мм; на остальной части пролета, при высоте элемента свыше 300 мм – 3/4 h и не более 500 мм. Во всех случаях шаг поперечных стержней и хомутов должен приниматься не больше максимального S ≤ S_{max .} (4.25)

Лекция 5

Особенности статического расчета железобетонных конструкций.

Понятие о предварительно напряженных железобетонных конструкциях

Особенности статического расчета. В отличие от других конструкционных материалов в железобетоне в стадии эксплуатации возникает система трещин. Это не препятствует эксплуатации железобетонных конструкций и допускается действующими строительными нормами, ограничивается только ширина раскрытия трещин. Отметим, что трещины образуются не по всей длине изгибаемых или внецентренно сжатых элементов, а лишь в зонах действия максимальных изгибающих моментов. Это приводит к тому, что железобетонные элементы по длине становятся неоднородными по жесткости. Вспомним также, что классическая строительная механика оперирует однородными по жесткости стержнями и пластинами. Поэтому, распределение усилий в статически неопределимых системах различно для однородных систем и для железобетона. Если нагрузка вызывает в железобетонной конструкции усилия не превышающие усилий образования трещин (первая стадия деформирования), то конструкция ведет себя как однородная упругая система. Если система трещин образовалась, то в эксплуатационной стадии (вторая стадия деформирования) распределение усилий отличается по форме от их упругого распределения. Однако и в первом и во втором случае в результате статического расчета мы получаем единственное распределение усилий в конструкции, которое считаем действительным, и по этим усилиям определяем момент образования трещин, перемещения и ширину раскрытия трещин. Еще большие различия между распределением усилий в конструкции из упругого материала и из железобетона проявляются в третьей стадии, когда проводится проверка прочности. Эта проверка выполняется на основе теории предельного равновесия. Благодаря упругопластическим свойствам железобетона в статически неопределимой конструкции после появления пластического шарнира в каком-то одном сечении не происходит разрушения всей конструкции. Пластические шарниры образуются в тех сечениях, в которых растянутой арматуры недостаточно для восприятия упругих моментов. В сечении с пластическим шарниром с увеличением нагрузки усилия не возрастают, растут только деформации, а конструкция в целом воспринимает возрастающую нагрузку за счет перераспределения усилий между ее сечениями и элементами. При этом мы получаем не действительное распределение усилий в конструкции, а статически допустимое, т.е. такое поле усилий при котором выполняются условия равновесия и ни в одном из сечений не нарушаются условия прочности. Используя эффект перераспределения усилий, конструктор может, в определенной степени, управлять несущей способностью отдельных сечений и последовательностью образования пластических шарниров, манипулируя армированием. Другими словами, при проектировании железобетонных конструкций реализуется принцип: «как конструкция заармирована, так она и работает». Поясним это на примере. Пусть нам требуется определитьмаксимально возможную нагрузку и подобрать арматуру в многопролетной неразрезной балке из железобетона, рис. 5.1. Пролеты равные, длиной 6 м, сечение балки прямоугольное. В качестве материалов используем бетон класса В25, R_b = 148 кгс/см² и арматуру класса А-III, R_S = 3750 кгс/см². Рабочая высота сечения h_o = 46 см. Нагрузка равномерно распределенная q = 3.22 тс/м. Подбирать армирование будем из условий прочности на основе метода предельного равновесия. Условие прочности записывается в виде

M ≤ M_ul, (5.1)

где: M - момент внутренних сил; M_ul - предельный момент (момент в пластическом шарнире).

Рассмотрим несколько вариантов армирования.

Рис. 5.1. К расчету неразрезной балки по методу предельного равновесия

Вариант 1. Рассматриваем балку как разрезную. В этом случае изгибающий момент на опорах М_о = 0, момент в середине пролетов равен М = q ℓ²/8 = 3,22 · 36 / 8 = 14,5 тм.

Вычислим необходимое армирование. По формуле 3.10 получим площадь поперечного сечения арматуры (при вычислении размерность тс и м)

A_s = R_b b h₀[1 –(1 –2M/( R_b b h²₀))^0,5]/ R_s =

= 1480·0,24·0,46 ·[1 - (1 - 2·14,5/(1480·0,24·0,46²))^0,5]/37500 = 0,0009425 м² = 9,425 см².

Принимаем армирование в виде трех стержней ø20, A_S = 9.42 см². При этом армировании в пролете образуется пластический шарнир, рис. 6.2 а. Полученное распределение моментов является статически допустимым, так как не нарушаются условия прочности и уравнения равновесия.

Вариант 2, рис. 5.2 б. Пролет также армируется тремя стержнями ø20, A_S = 9,42 см², а над опорами в верхнюю зону балки добавим два стержня ø20, A^'_S = 6,28 см², превратив таким образом балку в неразрезную. Вычислим, какой предельный изгибающий момент выдерживает сечение над опорой (без учета работы нижней арматуры на сжатие)

X = (R_S A^'_S) / (R_b b) = (3750 · 6,28) / (148 · 24) = 6,6 см,

М_оп = R_S A^'_S (h_o - 0,5 Х) = 3750 · 6,28 · 42,7 = 1000558 кгсм ≈ 10 тм.

Рис. 5.2. Статически допустимые поля усилий и соответствующее армирование:

а - армирование по разрезной схеме; б - армирование по упругому распределению

моментов; в - случай предельной нагрузки; 1 - пластические шарниры

При упругом распределении изгибающих моментов в многопролетной балке опорный момент равен: М_оп = q ℓ²/12,

откуда: q = 12 М_оп / ℓ² = 12 · 10/ 36 = 3,333 тм.

При этой нагрузке над опорами возникают пластические шарниры, в которых действует предельный изгибающий момент М_оп = 10 тм. В пролете изгибающий момент будет

М_пр = q ℓ²/24 = 5 тм.

Это напряженное состояние также статически допустимо, однако несущая способность балки не исчерпана, так как пролет недогружен и нагрузку можно увеличить.

Вариант 3. Вычислим, при какой нагрузке, в дополнение к опорным пластическим шарнирам, образуется пластический шарнир в середине пролета балки. В варианте 1 уже было определено, что без учета работы сжатой арматуры при трех стержнях ø20, сечение выдерживает изгибающий момент М_пр = 14,5 тм. Следовательно, полный момент,

М = q ℓ²/8 = М_оп + М_пр = 10 + 14,5 = 24,5 тм. Откуда предельная нагрузка

q = 8(М_оп + М_пр) / ℓ² = 8 · (10 + 14,5) / 36 = 5,44 тм.

В последнем варианте загружения, в балке образуются три пластических шарнира, а нагрузка возросла по сравнению с первым вариантом почти на 70% рис. 5.2 в.

Свойство статически неопределимых железобетонных конструкций перераспределять усилия позволяет снижать пиковые значения изгибающих моментов и наиболее рационально назначать армирование в рамах, неразрезных балках и плитах, в их различных сечениях, например в пролете и на опорах. Назначение расчетных моментов в конструкциях с учетом перераспределения усилий позволяет экономить до 30% арматурной стали по сравнению с армированием, полученным на основе расчетов по упругой модели. Однако для ограничения ширины раскрытия трещин в эксплуатационной стадии величину перераспределения моментов ограничили в пределах 30%. При этом необходимо иметь в виду, что перераспределение в предельной стадии возможно лишь для арматуры из сталей имеющих физическую площадку текучести. Исследования показали, что в неразрезных равнопролетных балках при равномерно распределенной нагрузке расчетные поперечные силы и моменты следует принимать: в первом пролете и над первой опорой

Q = 0,4 qℓ ; M = qℓ²/11; (5.2)

во второй от края опоре

Q = 0,6 qℓ ; M = qℓ²/16; (5.3)

а в средних пролетах и над средними опорами

Q = 0,5 qℓ ; M = qℓ²/16. (5.4)

Что касается плит, то их расчет также следует вести с учетом перераспределения усилий.

Понятие о предварительно напряженном железобетоне. Для понимания сути предварительно напряженного железобетона вспомним следующее. Для того чтобы использовать бетон в сочетании со стальной арматурой, мы помещаем эту арматуру в растянутую от внешних нагрузок зону железобетонных элементов для восприятия усилий растяжения. При этом в эксплуатационной стадии работы в этих элементах могут образовываться трещины. Напомним, что ширина раскрытия трещин зависит, в основном, от деформационных свойств арматурной стали, т.е. от ее модуля упругости. Как арматура класса AIII с прочностью около 4000 кгс/см², так и высокопрочная канатная или проволочная арматура с прочностью 12000 кгс/см² и выше имеют примерно одинаковый модуль упругости. Если в качестве арматуры, применяется арматура классов AII, AIII, или подобные им по прочности классы, то при ограниченной ширине раскрытия трещин в арматуре возникают напряжения в пределах от 2000 до 3000 кгс/см². Если нагрузку на такую конструкцию увеличивать, ширина раскрытия трещин достигнет недопустимых величин, резко возрастут деформации и дальнейшая эксплуатация конструкции станет невозможной. Следовательно, в обыкновенных железобетонных конструкциях невозможно использовать высокопрочную арматуру из-за ограничений в ширине раскрытия трещин.

Выход был найден в применении предварительного натяжения арматуры. Честь изобретения предварительно напряженного железобетона принадлежит французскому инженеру Эжену Фрейсине. Эжен Леон Фрейсине (1879-1962) был специалистом по железобетонным конструкциям. В 1917 г. он предложил увеличить несущую способность бетона путем уплотнения его механической вибрацией, а потом и вибропрессованием. Фрейсине был первым президентом Международной федерации по железобетону — ФИБ, которую он и основал в 1953 г. Но самым большим его достижением следует считать изобретение предварительно напряженного железобетона. В 1928 г. Фрейсине предложил и осуществил изготовление сборных струно-бетонных преднапряженных элементов. Замысел и идея этого материала состоит в следующем. Натянутая еще до укладки бетона высокопрочная проволока, в готовом элементе стремится вернуть свою первоначальную длину и вызывает в бетоне сжимающие напряжения в стадии, когда внешние усилия на конструкцию еще не действуют. Способ, предложенный Фрейсине, значительно увеличил несущую способность элементов, так как позволил применять в железобетонных конструкциях высокопрочную арматурную сталь и высокопрочный бетон. Это позволило сократить расход арматурной стали до 70%, уменьшить расход бетона и снизить вес конструкций при незначительном увеличении их стоимости. Предварительно напряженными называют такие железобетонные конструкции, в которых в процессе изготовления создаются внутренние сжимающие напряжения. Эти напряжения в процессе эксплуатации будут препятствовать образованию трещин или ограничивать ширину их раскрытия. Предварительное натяжение арматуры применяют в элементах и конструкциях, в которых при эксплуатации возникают растягивающие напряжения: резервуары, напорные трубы, силосы для сыпучих материалов, нижние пояса и раскосы ферм, плиты перекрытий и покрытий, ригели и балки, пролетные строения мостов, мачты, высотные башни радио и телевизионных антенн, колонны промышленных зданий, работающие с большим эксцентриситетом и т.д.

Основными преимуществами предварительно напряженных железобетонных конструкций перед обыкновенными являются: повышенная несущая способность и трещиностойкость (предварительным натяжением арматуры можно обеспечить либо отсутствие трещин либо ограниченную ширину их раскрытия); возможность использования высокопрочных бетонов и арматурной стали; повышенная жесткость и меньшая деформативность конструкций; возможность изготовления большепролетных конструкций. Переход от обыкновенного железобетона к предварительно напряженному значительно расширил область применения железобетона за счет этих преимуществ.

В настоящее время существуют два основных способа изготовления предварительно напряженных железобетонных конструкций – натяжение арматуры на упоры (до бетонирования) и натяжение арматуры на бетон (после отвердевания бетона).

Метод натяжения на упоры применяют, в основном, на заводах железобетонных изделий и он состоит в следующем. Арматуру до укладки бетона устанавливают в форме, один ее конец закрепляют на упорах, а с помощью другого натягивают арматуру до заданного напряжения и после натяжения также закрепляют на упорах (рис.5.3, а). Затем элемент

Рис. 5.3. Схемы создания предварительного натяжения арматуры:

а – натяжение на упоры; б – натяжение на бетон; 1 – упор; 2 – домкрат; 3 - анкер

бетонируют. После того как бетон приобретает передаточную прочность (прочность необходимую для восприятия усилий предварительного натяжения), арматуру освобождают от упоров. Арматура, стремясь восстановить свою первоначальную длину, обжимает бетон. Передача усилий обжатия с арматуры на бетон происходит за счет сил сцепления. Без дополнительных конструктивных приемов это сцепление обеспечивается при использовании высокопрочного бетона и арматуры периодического профиля. Это самый экономичный способ. В случае недостаточного сцепления арматуры с бетоном применяются специальные анкера ( рис.5.4). Натяжение арматуры на упоры требует устройства специальных стендов или поддонов, поэтому этот способ применяют при изготовлении типовых плоских или стержневых элементов – балок, ригелей и прогонов рам, ферм и плит покрытий и перекрытий.

Рис. 5.4. Методы анкеровки напрягаемой арматуры:

а – кольца с коротышами; б – высаженная головка; в – нарезной наконечник с гайкой;

г - приварка коротышей; д – обжатая шайба; е – приваренное кольцо;

ж – нарезной конец с гайкой

Метод натяжения на бетон применяется, когда натяжение на упоры не может быть применено, например, при возведении большепролетных сооружений непосредственно на строительной площадке, при укрупнительной сборке составных конструкций и в других случаях. Первоначально изготавливают бетонный или слабоармированный элемент, в котором предусматриваются каналы или пазы для установки арматуры (рис.5.3, б). После

достижения бетоном передаточной прочности производится натяжение арматуры. Натяжение арматуры осуществляется специальными домкратами, опирающимися непосредственно на торцы бетонного элемента. После натяжения концы арматуры закрепляются на торцах элемента с помощью специальных анкеров, действующих в основном на эффекте заклинивания (рис. 5.5). Для защиты арматуры от коррозии и обеспечения сцепления арматуры с бетоном каналы или пазы заполняют под давлением цементным или цементно-песчанным раствором. При натяжении арматуры на бетон целесообразно применение пучковой или прядевой арматуры, а также канатов из высокопрочной проволоки.

Натяжение арматуры осуществляется несколькими способами: механическим, электротермическим, электромеханическим и физико-химическим. При механическом способе арматуру натягивают гидравлическими домкратами. Это позволяет достаточно точно измерять силу натяжения. Когда напряжения в арматуре достигают заданной величины, арматуру закрепляют и снимают домкрат. Широкое распространение получил электротермический способ натяжения. Он основан на свойстве стали расширяться при нагревании. Нагретые при прохождении электрического тока до 300 – 400⁰ С арматурные стержни укладывают в формы, закрепляют в концевых упорах, а затем ток отключается.

Рис. 5.5.Анкеровка напрягаемой проволочной арматуры при натяжении на бетон:

а – гильзостержневой анкер; б – анкер стаканного типа; в – анкер с конической пробкой;

1- напрягаемая проволока; 2 – гильза; 3 – стержень с нарезкой; 4 – бетон, запрессованный

в анкер ; 5 – стальной стакан; 6 – стальной стержень; 7 – стальные шайбы; 8 – кольцо;

9 – крюки на концах арматуры; 10 – подача давления масла; 11 – зажим для проволок;

12- упор; 13 – анкерная пробка; 14 – обойма; 15 – преднапрягаемая конструкция;

16 – полость домкрата, заполняемая при запрессовке анкерной пробки; 17- полость

домкрата, заполняемая при натяжении арматуры

При остывании стержни, стремясь вернуть начальную длину, натягиваются и напрягаются. Электромеханический способ сочетает в себе как механическое натяжение, так и нагрев с помощью электрического тока. Физико-химический способ натяжения используется при производстве самонапрягающихся конструкций. В этих конструкциях натяжение арматуры достигается за счет расширения твердеющего бетона, полученного с применением напрягающего цемента.

Предварительно напряженные железобетонные конструкции при действии нагрузки проходят следующие стадии напряженно деформированного состояния. При некоторой величине внешних усилий предварительное напряжение, сжимающее растянутую зону, гасится. Затем, при увеличении нагрузки в наиболее растянутых областях сечений, напряжения бетона достигают величины расчетного сопротивления растяжению, что ведет к образованию трещин. Образование трещин служит границей первой стадии деформирования. При увеличении нагрузки трещины расширяются и распространяются в сторону границы сжатой зоны бетона, т.е. наступает вторая стадия деформирования. При дальнейшем увеличении нагрузки напряжения в бетоне достигают предела прочности бетона на сжатие, а в арматуре временного сопротивления. Это означает конец третьей стадии деформирования и разрушение элемента. Из сравнения стадий деформирования обыкновенного и предварительно напряженного железобетона следует, что при расчете по прочности предварительно напряженные элементы не отличаются от ненапряженных: и в тех и в других напряжения в арматуре и бетоне достигают своих расчетных величин. Разница заключается в том, что относительное приращение внешней нагрузки между первой и третьей стадиями нагружения, в предварительно напряженных элементах в несколько раз меньше чем в обыкновенных, т.е. стадия развития трещин менее выражена, что свидетельствует о том, что по сравнению с ненапряженными элементами, предварительно напряженные обладают большей жесткостью и трещиностойкостью.