![](/user_photo/_userpic.png)
книги из ГПНТБ / Баулин Д.К. Междуэтажные перекрытия из легких бетонов
.pdfвдоль пуансонов. Примерное конструктивное решение модульной панели и платформенного стыка показано па рис. 53. Приведенная толщина бетона такой панели в за висимости от сечения пуансонов составляет 11,4—13 с м .
Наиболее свободная планировка квартир может быть осуществлена в домах с двумя продольными несущими
2026-
76- .97- гв 37- -28 •во,-юг. ,-Ю2, , , 24
Рис. 53. Многопустотные панели с расположением верти
кально-овальных пустот в соответствии с укрупненным мо дулем З М
стенами, в которых роль ветровых диафрагм могут вы полнять жесткие коробки лестничных клеток.
Наиболее рациональным решением междуэтажного перекрытия таких домов пролетом 10—12 м являются многопустотные настилы из легкого бетона высотой 36 с м с приведенной толщиной бетона около 16 с м (рис. 54). Масса 1 м 2 этих настилов составляет всего 270—300 к г (с учетом производственной влажности). Благоприятное соотношение массы и жесткости таких перекрытий позво ляет рассчитывать на достаточно высокую их звукоизоли рующую способность даже при устройстве по выравни-
130
вагощей стяжке пола из линолеума па войлочной под кладке. При грузоподъемности монтажных кранов 8 г площадь отдельных элементов такого перекрытия может достигать 27 м2.
В настоящее время элементы перекрытий большого пролета размером «на комнату» выпускаются в виде па
Рис. 54, Многопустотная легкобетонная панель акустически однородного перекрытия пролетом 10—12 м
нелей шатрового типа. Достаточно высокая звукоизоли рующая способность таких перекрытий может быть до стигнута лишь путем устройства раздельного пола повышенной массы по слою эффективного звукоизоляци онного материала, а также созданием воздушной про слойки.
Малая конструктивная высота |
шатровой панели |
(в пространстве между контурными |
ребрами) позволяет |
применить ребристую легкобетонную плиту основания пола. В Главкиевстрое имеется опыт применения пере крытия такой конструкции.
Конструктивная высота перекрытия малого пролета с полом составляет обычно 17—20 см. Такая же конст руктивная высота перекрытия большого пролета при ис пользовании шатровых панелей позволяет в целях улуч шения звукоизоляции значительно развить воздушную прослойку. Применение жесткой ребристой легкобетон ной плиты основания пола высотой 10—12 см дает воз можность разгрузить тонкую плиту потолка и уменьшить ее армирование (рис. 55).
Ребристые элементы пола из легкого бетона могут из готовляться на конвейерных линиях методом непрерыв ного вибропроката, а также в кассетных формах.
На основе несущей панели шатрового типа можно в одном технологическом цикле создавать монтажные эле менты перекрытий сравнительно небольшой массы с го товым основанием пола (рис, 56), Несущую часть такой
9* |
' |
131 |
комплексной панели можно выполнять из легкого бетона марки 200.
В связи с тем что контурные ребра шатровых панелей не влияют на объем помещений, для снижения расхода стали можно значительно увеличить их высоту. В этом случае ребро шатровой панели выполняет функцию пере мычки оконного проема со стороны помещения.
Рис. 55. Шатровая панель пе- |
Рис. 56. |
Шатровая |
панель пере- |
|
рекрытпя с легкобетонным осно- |
крытия, |
изготовленная в |
одном |
|
ванием пола в виде ребристой |
производственном |
цикле с |
осно- |
плиты |
ваинем |
пола |
Совершенствование перекрытия большого пролета, |
||
как комплексной |
несущей и ограждающей |
конструкции, |
является сложной |
технической проблемой. |
Новые про |
грессивные решения таких перекрытий могут быть полу чены лишь в результате совместных усилий исследовате лей и проектировщиков, работающих в области констру ирования и технологии заводского производства.
Легкие бетоны применяются также в перекрытиях домов из объемно-пространственных блоков, где особен но необходимо снижение веса конструкций и расхода ос новных материалов. В этом случае создание акустически раздельных конструкций предопределено спецификой данного вида строительства. Тем не менее требования звукоизоляции находятся в сложном противоречии с обычными принципами статики и технологии производ ства. Иа данном этапе развития объемно-блочного домо строения явно превалируют вопросы технологии и строи тельной механики. Поэтому расчеты иа получение высо кой звукоизолирующей способности за счет простого удвоения ограждающих конструкций далеко не всегда оправдываются.
Так, удовлетворительная звукоизолирующая способ-
132
иость перекрытий объемно-блочных домов достигается в настоящее время лишь при использовании тройных кон
струкций: |
железобетонный потолок, |
несущая |
часть |
|
и |
раздельный пол (при значительной |
суммарной |
массе |
|
и |
высокой |
трудоемкости). |
|
|
|
Хорошие |
эксплуатационные качества таких |
домов |
при минимальных затратах могут быть обеспечены лишь в результате комплексного компромиссного решения во просов строительной физики, механики и технологии. Оче видно, в данном случае элемент пола (несущую часть перекрытия) следует исключить из пространственной ра боты блока, изолировав его в эксплуатационном поло жении от других конструкций. Экономическая эффектив ность и эксплуатационная состоятельность этого вида строительства в значительной степени зависят от реали зации преимуществ раздельности конструкций.
4. Ж Е С Т К О С Т Ь Л Е Г К О Б Е Т О Н Н Ы Х П Е Р Е К Р Ы Т И Й
Контурное опирамие легкобетонных панелей перекры тий и их малый собственный вес предопределяют низкий
расход арматурной |
стали, назначаемый на |
основании |
расчета по несущей |
способности. |
|
Многочисленные |
испытания фрагментов и |
натурных |
образцов сплошных |
легкобетонных панелей, |
проведен |
ные при участии автора в 1957—1960 гг., показали, что при невысоком расходе арматуры такие панели толщи ной 8—10 см обладают достаточной жесткостью. Это объ ясняется тем, что в сплошных панелях малого пролета при нормативных нагрузках трещины совсем не образу ются или образуются в весьма ограниченном количестве. Указанная особенность работы слабоармированных лег кобетонных элементов отмечается также проф. М. 3. Си моновым.
Однако расчеты деформаций легкобетонных панелей, выполняемые на основании действовавших тогда НиТУ, делали их проектирование совершенно невозможным и тем самым препятствовали внедрению этих экономич ных и надежных конструкций.
Поэтому возникла необходимость разработки такого уточнения методики расчета деформаций, которое, не за трагивая основных положений действующих нормативов, сблизило бы расчетные значения прогибов с фактиче скими.
;133
Основная причина расхождения между фактическими и расчетными значениями прогибов заключалась в том, что при определении момента образования трещин по НиТУ 123-55 принималось расчетное сопротивление рас тяжению.
Однако распространение этой минимальной прочно сти, определенной в наиболее слабом сечении, на расчет прогиба, который является результатом сложного напря женного состояния во всем объеме конструкции, создава ло неверную предпосылку расчета, равносильную пони жению марки бетона в 2,5—3 раза.
Результаты экспериментов показывали, что, если в ка ком-либо сечении панели трещины возникали при напря жении, даже несколько меньшем нормативного сопротив ления, их влияние на такой суммарный результат всех линейных деформаций, каким является прогиб, было весьма ограниченным.
Поэтому величина измеренного прогиба существенно отличается от рассчитанного исходя из условия распрост ранения этой минимальной прочности по всему объему элемента.
Вызывал возражение и тот факт, что прогиб рассчи тывался по наименьшей жесткости, определенной на наи более напряженном участке пролета. В этом случае с мо мента возможного появления первой трещины прогиб панели определяется в предположении, что трещины воз никли в полном количестве по всей длине пролета. Такое допущение приводило к результатам, весьма отличным от фактических, особенно, когда изгибающий момент от нормативной нагрузки не намного превосходил момент образования трещин.
Методика определения деформаций уточнялась с уче том наибольших значений прогиба, полученных в резуль тате испытаний конструкций.
При определении момента образования трещин, а так же при вычислении коэффициента г|за> учитывающего влияние растянутого бетона между трещинами на дефор мацию арматуры, было предложено исходить из норма тивных величин сопротивления бетона растяжению.
Однако для приближения расчетных значений проги ба к худшим результатам опытов прочность бетона на растяжение при изгибе принималась несколько понижен ной. Это снижение прочности производилось в форме уменьшения упругопластического момента сопротивле-
134
ни я для растянутой грани сечения. Вместо прямоуголь ной эпюры напряжений в растянутой зоне было предло жено принимать трапециевидную при значении коэффи
циента пластичности бетона на растяжение |
кр=0,5. |
Упругопластический момент сопротивления определялся |
с учетом положения арматуры по высоте сечения, кото
рое в тонких плитах |
ощути |
|
||
мо влияет |
на |
величину мо |
|
|
мента трещииообразования. |
|
|||
Деформации панелей ре |
|
|||
комендовалось |
определять с |
|
||
учетом повышенной |
жестко |
|
||
сти приопорных участков, не |
|
|||
имеющих трещин. |
|
|
||
На участках пролета, где |
|
|||
изгибающий момент |
меньше |
|
||
момента появления |
трещин, |
|
||
принималась |
постоянная |
|
||
жесткость, |
определенная по |
|
||
стадии, |
непосредственно |
Рис. 57. Эпюра изменения |
||
предшествующей возникно |
жесткости по длине изгиба |
|||
вению трещин, т. е. с разви |
емого элемента |
|||
тием пластических деформа |
|
ций в растянутой зоне бетона. Эта жесткость меньше средней жесткости на участке, где отсутствуют трещины. В средине пролета, где изгибающий момент превышает момент образования трещин, жесткость также принима лась постоянной и равной жесткости в наиболее ослаб ленном месте (рис. 57). Различная жесткость по длине изгибаемого элемента учитывалась путем введения по правочного коэффициента, определяемого в виде функ
ции |
отношений |
|
|
|
|
|
|
Мт |
В |
|
|
|
|
—— и — : |
|
||
|
/ с - 1 + |
9 - 6 ( 1 - ^ ) г * - 1 2 ' 8 ( 1 - ^ ) л |
|||
где |
Мт = WT |
R'p' — момент образования трещин; |
|||
|
|
В—жесткость |
|
участка с трещинами, оп |
|
|
|
ределяемая в месте наибольшего из |
|||
|
|
гибающего |
момента от |
нормативной |
|
|
|
нагрузки |
|
Мя; |
|
|
|
В0—жесткость |
|
элемента, |
работающего |
без трещин.
135
Для упрощения расчетов по изложенной методике бы ли составлены таблицы.
При анализе результатов исследований были отмече ны случаи, когда единичные трещины в наиболее слабых сечениях возникали при величинах изгибающих момен тов, несколько меньших момента образования трещин (определенного исходя из пониженного значения момен та сопротивления). Такое преждевременное трещинообразоваиие приводило к снижению жесткости при данной величине нагрузки иа 20—40% (в зависимости от про цента армирования). Однако при дальнейшем повыше нии нагрузки прогибы этих панелей или фрагментов все меньше отличались от прогибов образцов, в которых тре щины возникали при изгибающих моментах, боль
ших М т .
Расчет указанных панелей при более высоких нагруз ках исходя из сопротивления растяжению, соответствую щего величине изгибающего момента, при котором воз никла первая трещина, приводил к сильно завышенным значениям прогиба. Следовательно, прочность на растя жение в наиболее слабом сечении не всегда характеризу ет свойства бетона во всем объеме панели. Учитывая воз можность преждевременного появления трещин при Мг/Мв^.\,1, было предложено принимать в этом случае, что трещинами ослаблено 10% длины пролета в зоне наи больших значений изгибающих моментов.
Таким образом, пониженный момент сопротивления сечения по наиболее растянутой грани при нормативном значении сопротивления бетона растяжению, а также учет возможности преждевременного появления трещин позволили включить в расчетное значение прогиба все неблагоприятные отклонения, наблюдавшиеся в опытах.
В большинстве случаев расчетная величина прогиба, определенная по уточненной методике, значительно (иногда более чем в 2 раза) превышает фактическую, что обусловлено спецификой работы панелей малого пролета при опирании их по контуру. При нормативной нагрузке эти панели находятся вблизи границы их работы как сплошного тела без трещин и с ограниченным количест вом трещин.
Именно этот граничный случай и соответствует для данного типа конструкций оптимальному соотношению расхода бетона и стали. Поэтому толщину сплошных лег кобетонных панелей перекрытий рекомендуется назна-
136
чать исходя из примерного равенства изгибающего мо мента от нормативной нагрузки и момента образования трещин.
Уточненная методика определения деформаций была использована в архитектурно-проектной мастерской им. В. А. Веснина при проектировании легкобетонных па
нельных перекрытий для |
экспериментального, а затем |
и типового строительства |
в Новокуйбышевске. |
Натурные измерения прогибов этих перекрытий, а так же аналогичных перекрытий из тяжелого бетона, прове денные инж. Е. М. Сурмаиидзе после одного и двух лет эксплуатации, показали, чтх> прогибы легкобетонных па нелей в среднем на 19% меньше, чем панелей из тяже лого бетона. Полученные результаты объясняются тем, что легко бетонные панели в Новокуйбышевске имели примерно вдвое меньший собственный вес.
Уточненная методика определения деформаций пане лей с учетом Повышенной жесткости участков без трещин
применительно |
к НиТУ 123-55 |
была опубликована |
в 1961 г. [87]. Эта же методика, |
изложенная примени |
|
тельно к СНиП |
П-В. 1-62, приводится в книге Н. Я- Спи- |
|
вака [73], изданной в 1964 г. |
|
Повышенная жесткость участков пролета без трещин учитывается также в «Инструкции по проектированию железобетонных конструкций» (1968 г.). Однако в Инст рукции имеется ряд существенных расхождений с ранее предложенной нами методикой.
В указанной Инструкции наличие или отсутствие тре щин при расчете по деформациям устанавливается из расчета по образованию трещин с заменой i?T на Rp как для предварительно-напряженных элементов, так и для элементов без предварительного напряжения. В руковод стве по проектированию железобетонных конструкций, со ставленном в развитие Инструкции, для элементов без предварительного напряжения момент сопротивления сплошного прямоугольного сечения с одиночным арми
рованием принимается |
равным WT= (0,292+ l,5[Xi«) bh2, |
|
г Д е ц 1 = |
- ; |
« = - . |
При ao = ii\i = 0,Q3 |
WT =0,337 6/г2, тогда как, согласно |
описанной методике, при том же значении an и-у- =0,8 WT = 0,274 М 2 .
137
Кроме того, этой методикой предусматривается воз можность и более раннего появления трещин при М =
= = 0 , 2 4 9 bh2Rl .
Следовательно, в Инструкции предусматривается учи тывать влияние трещин на жесткость элемента, начиная со значения изгибающего момента, которое на 3 5 % вы ше, чем в ранее рассмотренном случае. При столь малом армировании такая величина Мт значительно больше из гибающего момента от нормативной нагрузки, по кото рому определяются деформации.
При увеличении армирования указанное расхождение возрастает и при значении а0 = 0,08 оно достигает 49%- Таким образом, при определении деформаций Инст рукция не предусматривает никакого запаса в расчете на образование трещин, что для слабоармированных конст рукций, работающих в граничной стадии, представляет определенную опасность, так как в отдельных случаях их фактические деформации могут в несколько раз пре
вышать расчетные.
Зато |
в стадии после образования трещин (для легких |
||
бетонов |
при а о ^ О , 0 4 ) |
Инструкция |
предусматривает из |
лишнюю |
осторожность. |
Согласно |
СНиП П-В.1-62, Мб.т |
определяется исходя из сопротивления растяжению, по ниженного на 20 % по сравнению с нормативным, а про гиб, определенный с учетом повышенной жесткости уча
стков |
без трещин, |
рекомендуется принимать не менее |
8 0 % |
рассчитанного |
в предположении постоянной жестко |
сти по длине пролета. Между тем, для слабоармирован ных конструкций, работающих с трещинами, расчетное значение прогиба всегда выше фактического.
В рекомендуемой методике небольшое повышение рас четной жесткости таких элементов на участке с трещина ми предусматривается производить за счет некоторого снижения коэффициента ара, принимая для его определе ния TWG.T = 0,256 b№Rp\ Однако в этом случае значение г|за при определении длительного прогиба от части нор мативной длительно действующей нагрузки следует при нимать не ниже значения, определенного для кратковре менного действия всей нагрузки.
Сопоставление расчетных значений прогиба от крат ковременной нагрузки (с учетом и без учета повышенной жесткости приопорных участков) с результатами испы таний показано иа рис. 58.
138
Теоретическая зависимость прогиба от величины из гибающего момента'при а 0 « 0 , 0 3 , построенная па осно вании «Инструкции по проектированию железобетонных конструкций», выражается ломаной кривой ОАБВ, пере секающей на участке АБ эмпирические кривые.
М,кгс-м
600
2.0 25 Прогиб, см
Рис. 58. Сопоставление расчетных значении прогиба от кратковременной нагрузки (с учетом л без учета измене
ния жесткости по длине |
пролета) с |
результатами |
испы |
||||
|
|
таний |
|
|
|
|
|
/ — диапазон изменчивости |
фактических |
значений прогиба в за |
|||||
висимости от нагрузки; 2—расчетная |
зависимость прогиба от |
||||||
нагрузки бе з учета |
изменения |
жесткости |
по |
длине |
пролета; |
||
3— то же , с учетом |
изменения |
жесткости по [24]; 4— то же , по |
|||||
[87]; 5 — т о же , что 2, по с |
коэффициентом |
0,8; |
6 — то |
же , что |
|||
2, но с пониженным |
значением |
коэффициента |
\|) а , согласно ре |
||||
|
комендациям [87] |
|
|
|
На рис. 58 видно, что рекомендуемая нами методика (кривая 4) более осторожно и вместе с тем более близко описывает результаты опытов »0,0019; л « 1 6 ) .
На основании изложенного можно сделать следующие выводы.
139