Если у вас возникли сложности с курсовой, контрольной, дипломной, рефератом, отчетом по практике, научно-исследовательской и любой другой работой - мы готовы помочь.
Предоплата всего
Подписываем
Тема 11. ОДНОЭТАЖНЫЕ ПРОМЫШЛЕННЫЕ ЗДАНИЯ
11.1. Виды одноэтажных Промышленных зданий
Промышленные здания проектируют одноэтажным и многоэтажными. В настоящее время в отечественной индустрии наибольшее распространение получили одноэтажные промышленные здания – их доля в общем объеме промышленных зданий составляет около 70%. В одноэтажных зданиях размещают производства с тяжелым и громоздким оборудованием, которое нельзя разместить с тяжелым на перекрытиях многоэтажных зданий, так как они получатся слишком мощными и неэкономичными. Условия размещения и эксплуатации оборудования, а также необходимость изменения в будущем технологического процесса требуют крупной сетки колонн и большой высоты здания. Одноэтажные здания во многих случаях оборудуют мостовыми и подвесными кранами значительной грузоподъемности, создающими большие усилия в несущих элементах здания. Одноэтажные здания широко распространены в металлургической, машиностроительной, других отраслях промышленности.
●Существуют следующие разновидности одноэтажных промышленных зданий: однопролетные и многопролетные; здания без мостовых кранов (50%), с подвесными (15 %) и с мостовыми кранами (35%); здания с фонарями и бесфонарные; здания со скатной и малоуклонной кровлей.
●Рекомендуется проектировать одноэтажные промышленные здания прямоугольными в плане, с одинаковыми пролетами, без перепадов высот во избежание снеговых мешков.
Вопрос о выборе материала несущего каркаса должен решаться на основе технико-экономического анализа. Основным материалом для одноэтажных промышленных зданий является сборный железобетон. Из него возводят здания, обеспечивающие 85% производственных площадей, тогда как из металла – лишь 12%, а из других материалов – 3%. Стальные несущие конструкции рекомендуют применять при больших пролетах и высотах здания (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).
11.2. 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. Балочная схема проще, обеспечена обширной производственной базой и получила широкое распространение.
Пространственный каркас здания (рис. 11.1, а) условно расчленяют на поперечные и продольные рамы, каждая из которых воспринимает горизонтальные и вертикальные нагрузки.
Основным элементом каркаса является поперечная рама, состоящая из колонн, защемленных в фундаментах, ригелей (фермы, балки, арки) и покрытия под ним в виде плит (рис. 11.1, б). Плиты покрытия привариваются к ригелям не менее чем в трех точках с помощью закладных деталей, швы тщательно замоноличиваются, при этом покрытие образует жесткий в своей плоскости диск. Ригели обычно соединяются с колонной шарнирно. В этом случае достигается простота монтажа и независимая типизация ригелей и колонн, поскольку при таком соединении приложенная к ригелю нагрузка не вызывает в стойках изгибающих моментов. Поперечная рама воспринимает нагрузку от массы покрытия, снега, кранов, стен, ветра и обеспечивает жесткость здания в поперечном направлении.
В продольную раму включается один ряд колонн в пределах температурного отсека и продольные конструкции: подкрановые балки, вертикальные связи, распорки по колоннам и конструкции покрытия (рис. 11.1, в). Продольная рама обеспечивает жесткость здания в продольном направлении и воспринимает нагрузки от продольного торможения кранов и ветра, действующего в торец здания.
Рис. 11.1. Конструктивная схема одноэтажного промышленного здания и система связей: 1 — горизонтальные связевые фермы; 2 - стойки торцового фахверка; 3 – колонна; 4 - меновые панели; 5 - стропильные конструкции, 6 - плиты покрытия; 7 - вертикальные связи на опорах стропильных конструкций; 8 - распорки по верху колонны; 9 - вертикальные связи по колоннам
К элементам каркаса относятся также фахверковые колонны, несущие нагрузку от стеновых панелей и воспринимаемого ими ветра. Стеновые панели могут быть навесными и самонесущими.
При разработке конструктивной части проекта одноэтажного промышленного здания инженеру приходится решать ряд вопросов, основными из которых являются: выбор и компоновка конструктивной схемы, статический расчет поперечной рамы, стропильных и подстропильных конструкций, плит покрытия, колонн, фундаментов и их конструирование.
11.3. 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.
■ Выбор сетки колонн и внутренних габаритов здания. С целью сокращения количества типоразмеров конструкций установлены единые унифицированные сетки колонн L×B для различных объемно-планировочных решений зданий, выполняемых в железобетоне: для зданий без мостовых кранов: 12×6, 18×12, 24×12 м при высотах здания H=3,6...14,4 м через 1,2 и; для зданий с мостовыми кранами: 18×12, 24×12, 30×12 м при H=8,4...18м через 1,2м.
Сетка колонн увязывается с технологией производственного процесса и выбирается на основании технико-экономического анализа; 75% всех одноэтажных производственных зданий имеют сетку колонн 18×12 и 24×12м. Применение пролетов 18...30 м 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 конструкций компенсируется экономией производственных площадей или другими технологическими преимуществами (более удобное обслуживание и т. п.), например переход с сетки 24×12 на 24×24 м приводит к удорожанию строительства на 4...7% и экономии площадей на 4 %.
Если в зданиях имеется подвесной транспорт, воздуховоды, подвесные потолки и т. п., то шаг ригелей устанавливают с учетом дополнительных затрат, связанных с устройством этих конструкций. В этих случаях более экономичным может оказаться шаг ригелей 6м.
В целях обеспечения максимальной типизации элементов каркаса приняты следующие привязки к продольным и поперечным координационным (разбивочным) осям:
●колонн крайних рядов к продольным координационным осям (рис. 11.2, а, б): нулевая привязка — в зданиях без мостовых кранов (B = 6...12 м) и в зданиях с мостовыми кранами при шаге колонн В = 6м, Q≤30т, H≤16,2 м; привязка 250мм — при В = 6м, Q>30t, H > 16,2 м и во всех случаях при В≥12 м;
Рис. 11.2. Привязки колонн к координационным осям (а...в)
и определение размеров колонны по высоте (г):
1 - ось продольного ряда; 2 - стойка фахверка; 3 - ось поперечного ряда
●геометрические оси средних колонн совмещаются с продольными координационными осями;
●привязка колонн в торце здания и у температурного шва к координационной оси показана на рис. 11.2, в.
Высота здания определяется технологическими условиями и назначается исходя из заданной отметки верха кранового рельса. Остальные размеры колонны по высоте определяются согласно рис. 11.2, г:
Кроме того, полную высоту колонн Я необходимо назначать с учетом размещения типовых стеновых панелей и оконных переплетов по высоте.
При наличии железобетонных подстропильных конструкций высота верхней части колонн уменьшается на 600мм.
■ Компоновка покрытия. 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. Приварку каждой панели к ригелю производят в трех точках. Длину опирания продольных ребер на несущие конструкции принимают для плит пролетом 6м — не менее 80мм, 12м — не менее 100мм. Швы между плитами замоноличивают бетоном.
Такая схема сокращает трудоемкость монтажа и дает экономию бетона и арматуры. При прогонной схеме прогоны прямоугольного или таврового сечения крепят к ригелям, а по ним укладывают железобетонные плиты пролетом 1,5...3 м. Последняя схема более трудоемка и применяется редко (главным образом при реконструкции или малых объемах работ).
При решении покрытия по беспрогонной схеме возможно поперечное (рис. 11.3, а...в) и продольное (рис. 11.3, г) расположение ригелей.
При поперечном расположении ригелей покрытие может быть запроектировано без подстроительных конструкций (рис. 11.3, а) (ригели укладываются только по колоннам с шагом 6 или 12м), с подстропильными конструкциями (рис. 11.3, б) (ригели с шагом 6 м укладывают по подстропильным балкам или фермам, имеющим пролет 12...18 м) и по комбинированной схеме (рис. 11.3, в), при которой крайние колонны имеют шаг 6м и являются опорами для ригелей, средние колонны устанавливают через 12м и имеют поверху подстропильные конструкции для опирания ригелей.
В зданиях с мостовыми кранами и бескрановых зданиях без подвесных потолков экономически целесообразно применять покрытия без подстропильных конструкций с шагом ригелей (пролетом плит покрытия) 12м. Покрытия с подстропильными конструкциями при шаге колонн 12м применяют главным образом при наличии подвесного транспорта или подвесных потолков, а также во всех случаях при шаге колонн 18м.
Рис. 11.3. Варианты компоновки покрытия (размеры в м):
1 — плиты покрытия; 2 — стропильные конструкции; 3 — подстропильные конструкции; 4 — продольные стропильные конструкции; 5 — плиты покрытия «на пролет»
При продольном расположении стропильных конструкций их укладывают на колонны по продольным осям, а плиты покрытия размером 3×18 или 3×24 м — поперек пролета. Трудоемкость монтажа покрытий такого типа примерно на 20 % ниже, чем при поперечном расположении ригелей.
Тип стропильных конструкций можно выбирать, руководствуясь следующими рекомендациями: а) стропильные балки применяют при пролетах до 18 м включительно, а в отдельных случаях и при пролете 24 м; б) стропильные фермы — при пролетах 18...24 м и допускаются при пролете 30 м; в) стропильные арки — при пролетах 30...36 м и более.
■ Разбивка здания на температурные блоки. Вследствие больших размеров промышленных зданий в плане и непрерывности покрытия, представляющего единую жесткую плиту, изменения температуры наружного воздуха вызывают заметные деформации (удлинения и укорочения) поперечных и продольных ригелей, подкрановых балок и т. п. Усадка бетона приводит к аналогичным деформациям укорочения элементов. Эти деформации приводят к возникновению значительных дополнительных усилий в колоннах (рис. 11.4), которые могут вызвать образование чрезмерных трещин и разрушение части элементов.
Рис. 11.4. Схема деформаций продольной рамы от
температурных и усадочных воздействий
Для уменьшения такого рода усилий в конструкциях предусматривают температурно-усадочные швы, устраиваемые на спаренных колоннах с доведением шва до верха фундамента (см. рис. 11.2, в).
Если расстояние между швами не превышает определенных значений, а ригели покрытия относятся к 3-й категории по трещиностойкости, то расчет на температурные воздействия может не производиться. В этом случае максимально допустимое расстояние ltb между швами составляет в отапливаемых одноэтажных промышленных зданиях из сборного железобетона 72м, в неотапливаемых — 48м. В ряде случаев оказывается целесообразным рассчитывать каркас на температурные воздействия и увеличивать ltb. Это дает экономию за счет уменьшения числа поперечных рам.
Температурные Δt и усадочные Δsh деформации в пределах блока вычисляются по формулам
где αbt — коэффициент линейной температурной деформации бетона, равный 1·10-51/град; αsh — коэффициент линейной усадки бетона, равный 15·10-5; Δto — максимальный расчетный перепад температуры.
Усилия в конструкциях, вызванные указанными деформациями, определяют методами строительной механики.
В тех случаях, когда здание возводится на площадке с разнородными грунтами, а также, когда его части имеют различную высоту и т. п. и возможно их неравномерное вертикальное смещение, устраивают осадочные швы. Ими разрезают здание, включая и фундаменты, чтобы обеспечить частям здания независимую осадку. Осадочные швы обычно совмещают с температурно-усадочными.
■ Обеспечение пространственной жесткости каркаса. Пространственной жесткостью здания или сооружения называют его способность сопротивляться воздействию горизонтальных нагрузок. Обеспечение пространственной жесткости имеет важное значение, поскольку чрезмерные перемещения каркаса могут привести к нарушению нор мальной эксплуатации здания (работы кранов и т. п.).
●Пространственная жесткость каркаса одноэтажного промышленного здания в поперечном направлении обеспечивается расчетом и конструкцией поперечной рамы. Это объясняется тем, что специальные связи в этом случае установлены быть не могут, так как они препятствовали бы технологическому процессу. Поэтому основными факторами, обеспечивающими поперечную пространственную жесткость, являются защемление колонн в фундаментах и достаточная изгибная жесткость колонн.
●Пространственную жесткость здания в продольном направлении обеспечивать подобным образом нецелесообразно. Выгоднее уменьшить ширину сечения колонн, экономя бетон, а для обеспечения пространственной жесткости использовать вертикальные связи из стального проката (см. рис. 11.1, в), устанавливаемые по продоль ным 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 (H<9,6 м) продольные связи не устанавливают.
●Помимо обеспечения пространственной жесткости здания в целом должна быть обеспечена 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 (рис. 11.5, а). Сопряжение между плитами покрытия и колон нами осуществляется через ригели, обладающие малой жесткостью из своей плоскости.
Рис. 11.5. Воздействие горизонтальных нагрузок на продольную раму и покрытие здания: 1 — стойки торцового фахверка; 2 — сварные швы
Поэтому при отсутствии связей горизонтальная сила, приложенная к покрытию, может вызвать чрезмерные перемещения ригелей (рис. 11.5, б). Кроме того, сила продольного торможения крана может вызвать деформации отдельной колонны (рис. 11.5, в). Для исключения этих явлений в торцах температурных блоков между колоннами устраивают вертикальные связевые фермы (из стальных уголков), обеспечивающие передачу усилия с покрытия на колонны. Поверху колонны связываются распорками (железобетонными или из уголков, см. рис. 11.1, в). При небольшой высоте h (до 800мм) ригелей на опорах и наличии жесткого опорного ребра допускается вертикальные связевые фермы не устанавливать, однако в этом случае сварные швы в сопряжении ригеля с колонной должны рассчитываться на момент M = Wh (рис. 11.5, г).
Наряду с обеспечением устойчивости ригелей в целом из плоскости необходимо обеспечить устойчивость их сжатых поясов. При беспрогонной системе покрытия и отсутствии фонаря устойчивость верхних поясов обеспечивается плитами покрытия, приваренными к ригелям с последующим замоноличиванием швов. Таким путем достигается образование жесткого диска, и необходимость в дополнительных связях в плоскости покрытия отпадает. 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 (см. рис. 11.1,а, в). Эти связи являются дополнительными опорами для стоек фахверка по высоте и передают ветровую нагрузку на продольные ряды основных колонн.
11.4. Расчет поперечной рамы
●Целью статического расчета поперечной рамы является определение усилий и перемещений в ее элементах. Прежде всего устанавливают расчетную схему сооружения, значения нагрузок и места их приложения.
Поперечная рама состоит из колонн, защемленных в фундаментах, и шарнирно опирающихся на них ригелей. Рамы температурного блока связаны между собой покрытием. Сборные железобетонные плиты покрытия, соединенные сваркой закладных деталей и заливкой швов, представляют жесткую в своей плоскости диафрагму, обеспечивающую совместную работу поперечных рам. Если нагрузка приложена одновременно ко всем рамам блока (ветер, масса конструкций, снег), то рамы находятся в одинаковых условиях и расчет каждой из них может производиться независимо. Если же внешняя нагрузка приложена к одной или нескольким рамам (крановая), то незагруженные рамы будут оказывать сопротивление указанному воздействию. В этом случае нужно учитывать пространственную работу каркаса.
Поперечные рамы одноэтажных зданий рассчитывают на воздействие: постоянных нагрузок — массы покрытия, навесных стен, собственной массы каркаса и т. п.; временных нагрузок (длительных и кратковременных). К длительным относятся нагрузки от массы стационарного оборудования, одного мостового крана с коэффициентом 0,6 и часть снеговой нагрузки. Кратковременными считают ветровую, нагрузку от двух сближенных кранов, часть снеговой и т. п.
В необходимых случаях при расчете рам следует учитывать также особые воздействия: сейсмические; воздействия, вызванные авариями технологического оборудования; просадкой грунтового основания и т. п. Расчет рамы выполняют на основные и особые сочетания нагрузок [2].
■ Нагрузки на поперечную раму.
●Постоянная нагрузка от массы покрытия передается на колонну как вертикальное опорное давление ригеля и для крайней колонны составляет
где g — расчетная нагрузка от массы кровли и плит покрытия, кН/м2; G — нагрузка от массы ригеля (принимают по справочным данным).
Постоянная нагрузка для средней колонны составит 2Ng.
Исследованиями установлено, что это давление приложено на расстоянии трети длины опоры от внутренней ее грани (рис. 11.6, а, б). Расстояние от Ng до продольной координационной оси может быть принято 175мм (внутрь здания).
Рис. 11.6. К определению эксцентриситетов
передачи нагрузки от покрытия на колонну
Эксцентриситет приложения этой нагрузки в верхней части колонны при нулевой привязке будет (рис. 11.6, a) e1 = 175—ht/2, при привязке 250мм (рис. 11.6, б) — e1 = 175 + 250—ht/2, в нижней подкрановой части — е2=(hb—ht)/2 (рис. 11.6, б). Очевидно, в этих сечениях возникнут моменты M=Nge1 и M = Ne2.
Продольная сила от навесных стеновых панелей Nwp передается на колонну в местах опирания панелей-перемычек с эксцентриситетом, равным полусумме толщины стены и высоты сечения колонны.
●Расчетная снеговая нагрузка на покрытие
где s0 — нормативный вес снегового покрова, устанавливаемый в соответствии с нормами в зависимости от географического района (территория СССР делится на шесть районов, для I района s0 = 0,5 кН/м2; для VI s0 = 2,5 кН/м2); γf — коэффициент надежности по нагрузке в зависимости от отношения gn/s0 принимают γf = 1.4...1,6; μ — коэффициент, зависящий от профиля кровли.
Согласно нормам различают снеговую нагрузку с полным и пониженным нормативными значениями (см. гл. 2). При этом нагрузка с пониженным нормативным значением рассматривается как длительная, с полным — как кратковременная.
Для I и II районов вся снеговая нагрузка считается кратковременной. Эксцентриситеты приложения снеговой нагрузки на колонну принимаются так же, как и для нагрузки от собственной массы.
●Расчетную ветровую нагрузку принимают нормально приложенной к поверхности сооружения
где w0 — нормативное значение ветрового давления, принимаемое в зависимости от географического района (всего семь районов); для I района w0 = 0,23 кН/м2, для VII района w0 = 0,85 кН/м2; k — коэффициент, учитывающий изменение ветрового давления по высоте (при 5≤H≤10м k=1; при H=20м k=1,25; при H=40 м k=1,5) и тип местности (открытая, закрытая); с — аэродинамический коэффициент, принимаемый по нормам, для вертикальных поверхностей с = 0,8 при положитель ном давлении (напоре); с=0,4...0,6 при отрицательном давлении (отсосе); γf — коэффициент надежности по нагрузке, γf = 1,4.
Ветровая нагрузка на колонны, передающаяся со стеновых панелей, считается распределенной wB, а передающаяся на часть здания выше колонн — приводится к сосредоточенной силе W, приложенной в уровне верха колонн.
●Нагрузки от мостовых кранов. Мостовой кран состоит из моста, имеющего, как правило, четыре колеса (по два с каждой стороны), тележки на четырех колесах, подъемного оборудования (включающего груз Q) (рис. 11.7, а) и сообщает каркасу здания вертикальные и горизонтальные нагрузки. Максимальное давление на колесо крана Pmax,n возникает при крайнем положении тележки с полным грузом; при этом на колесо крана с противоположной стороны действует нагрузка Pmin,n; давление Рmах,n, а также вес моста Qc,g и тележки Qc (приводятся в справочной литературе [24]). Очевидно,
Расчетную вертикальную нагрузку на крайнюю колонну вычисляют от двух максимально сближенных кранов по линиям влияния опорных реакций подкрановых балок F (рис. 11.7, б) с коэффициентом сочетаний 0,85 (для групп режимов работы кранов 1K — 6K)
где Σу — максимально возможная сумма ординат линии влияния опорного давления, взятых под колесами кранов; максимальное значение Σу будет получено при расположении одного из колес на опоре (рис. 11.7, 6); Gc,b — нагрузка от массы подкрановой балки; γf — коэффициент надежности по нагрузке, γf=1,1. Нагрузку на среднюю колонну вычисляют аналогично, но от четырех кранов с коэффициентом сочетаний 0,7.
Рис. 11.7. К определению крановых нагрузок на колонну
Вертикальное давление F передается через подкрановые балки на подкрановую часть колонны крайнего ряда с эксцентриситетом е3=λ—0,5hb при нулевой привязке; е3=λ+0,25—0,5hb, при привязке «250», для средних колонн е3=λ.
Для кранов грузоподъемностью до 50 т включительно λ=0,75 м, при Q>50 т λ = 1,0 м (см. рис. 11.2, б, г).
При торможении кранов могут возникать продольные и поперечные тормозные усилия. Горизонтальная поперечная нагрузка, вызываемая торможением тележки крана с грузом, принимается: при гибком подвесе груза Ttr,n=(Q+Qc)/20; при жестком подвесе Ttr,n = (Q + Qc)/10. Эта сила передается на один путь и распределяется поровну между двумя колесами крана.
Расчетная горизонтальная сила на колонну определяется от действия двух кранов по линиям влияния:
Продольная горизонтальная нагрузка, направленная вдоль кранового пути, вызываемая торможением моста, передается на весь ряд колонн температурного блока
где 0,1—коэффициент трения.
Эта сила воспринимается вертикальными связями по колоннам.
■ Порядок статического расчета поперечной рамы [13], [16]. Расчет рамы может выполняться одним из методов строительной механики. Учитывая, что в большинстве одноэтажных промышленных зданий ригели проектируют на одном уровне по высоте, а жесткость их в своей плоскости значительно выше жесткости колонн и может быть принята равной EI=∞, расчет рам наиболее просто производится методом перемещений. В этом случае основную систему получим введением связи, препятствующей горизонтальному смещению (рис. 11.8, а). В основной системе все стойки защемлены в фундаментах и имеют шарнирную опору на верхнем конце.
Рис. 11.8. Расчетные схемы поперечных рам
Определение усилий в раме производится в такой последовательности:
●Задаются размерами сечений колонн (см. § 11.11) и определяют их жесткости как для бетонных сечений в предположении упругой работы материала.
●Верхним концам колонн дают смещение Δ=1 и находят реакцию ВΔ в основной системе от этого смещения (табл. 11.1):
Выражение (11.9) учитывает переменное сечение колонны; при постоянном сечении It=Ib=I получают известную из сопротивления материалов формулу для реакции ВΔ консольной балки на единичное смещение ее конца ВΔ = 3EbI/H3.
Находят сумму реакций всех колонн от смещения Δ
где n — число колонн.
●Определяют реакции Вi в стойках (переменного сечения) в основной системе от внешних нагрузок (Ng, Ns, Мcr, Ttr, w) по формулам, приведенным в табл. 11.1.
Для каждого i-гo вида загружения находят реакцию R1pi, равную сумме реакций во всех стойках,
●Для рассматриваемых загружений составляют канонические уравнения, выражающие равенство нулю усилий введенной горизонтальной связи (поскольку в действительности эта связь отсутствует):
и находят значения Δi (здесь csp — коэффициент, учитывающий пространственную работу каркаса при действии крановой нагрузки, в зависимости от шага колонн и длины температурного блока csp = 3,4...4,6 [13]. Значение csp тем больше, чем меньше шаг колонн и больше длина температурного блока. При действии остальных нагрузок csp=1).
●Для каждой стойки при соответствующем виде загружения вычисляют упругую реакцию
Расчеты показывают, что в зданиях одинаковой высоты с пролетами, отличающимися не более чем на 6м, усилия в колоннах от собственной массы покрытия и снега, распределенные равномерно, могут определяться без учета смещения рамы, т.е. Δ = 0. Такое же упрощение может быть сделано при расчете на крановую нагрузку поперечных рам без перепадов высоты с числом пролетов не менее двух при Q≤30 т и не менее трех при Q≤50 т.
Таблица 11.1.
Реакции в стойках основной системы при расчетах поперечной рамы
одноэтажного промышленного здания* [13]
|
Схема загружения |
Спорная реакция |
где Аbr — площадь сечения ветви; n — число панелей (распорок) двух-ветвевой части колонны; с — расстояние между осями ветвей; а — высота верхней (надкрановой) части колонны Ht; H — высота колонны; Ibr — момент инерции сечения ветви; It — момент инерции сечения верхней части колонны. Формулы справедливы для расчета поперечных рам с двухветвевыми колоннами. В случае сплошных колонн во всех формулах следует положить k1 = 0, а момент инерции Ib определять как для сплошного сечения.
●Определяют изгибающие моменты М, продольные N и поперечные Q силы в каждой колонне как в консольной балке от действия опорной реакции Bei и внешних нагрузок. Эпюры усилий строят для каждого вида нагрузок, действующих на раму. Для расчета колонн необходимо знать усилия как минимум в трех сечениях: над крановой консолью, под крановой консолью, в основании колонны. Далее составляют таблицы М, N, Q и в указанных сечениях колонны устанавливают расчетные (основные или особые) сочетания усилий.
Согласно нормам основное сочетание нагрузок может включать: а) постоянную, временные длительные и одну кратковременную, вводимую с коэффициентом сочетаний, равным 1, или б) постоянную, временные длительные, а также две и более кратковременные нагрузки, умноженные на коэффициент сочетаний 0,9.
Для подбора арматуры обычно оказывается достаточным составить лишь несколько наиболее невыгодных сочетаний, определяющих следующие значения усилий М и N; 1) наибольший положительный момент Mmax и соответствующая продольная сила N; 2) наибольший по абсолютной величине отрицательный момент Мmin и соответствующая N; 3) наибольшая продольная сила Nmax и соответствующий М. В каждом из этих сочетаний определяется также поперечная сила Q.
Рамы, имеющие перепады высоты покрытий, следует рассчитывать как системы с несколькими неизвестными (рис. 11.8,б). Однако при B1/B2≥5 в качестве расчетной схемы может быть принята однопролетная рама. Нагрузки с пристройки передаются на основную раму в виде горизонтальных и вертикальных реакций (рис. 11.8, е).
11.5. Железобетонные плиты покрытий
В настоящее время существует целый ряд типов плит (панелей) покрытий, решаемых по беспрогонной схеме, и постоянно разрабатываются новые конструктивные решения. Наибольшее распространение получили плиты пролетом 12 м (рис. 11.9, а) и 6 м, шириной 3 м (основные) и 1,5 м (доборные) с двумя продольными и поперечными ребрами. Основная продольная арматура выполняется предварительно напряженной. Полка армируется сварной сеткой, поперечные ребра — сварными каркасами. Толщина полки принимается 2,5 см для плит пролетом 12 м и 3 см для плит пролетом 6 м. Бетон плит l = 12 м классов В30...В40, плит l =6 м—В15...В30. В ряде случаев уменьшают высоту сечения продольных ребер к опоре, что дает экономию бетона (до 9 %) и снижает стоимость конструкции. Поскольку нагрузка от собственной массы плит покрытия составляет значительную долю от полной нагрузки, целесообразно изготовлять их из бетона на легких заполнителях (γ=18 кН/м3), что снижает массу конструкций до 25 %.
Расчет плит в продольном направлении производят как однопролетных свободно опертых балок таврового сечения на совместное действие постоянных (от массы плиты и кровли) и временных (от снега) нагрузок.
Полка плиты в зависимости от расстояния между поперечными ребрами рассчитывается как неразрезная балочная плита или плита, опертая по контуру (см. гл. 9). Наиболее сложное напряженное состояние в плите возникает в опорных сечениях, которые усиливаются вутами и армируются дополнительными сетками.
Рис. 11.9. Конструкции плит покрытия:
1 — монтажная петля; 2 — напрягаемая арматура
Весьма экономичными и простыми в изготовлении являются плиты типа «2Т» размерами 3×6, 3×12 м при поперечном расположении ригелей) и 3×18, 3×24 м (при продольном) (рис. 11.9,б). К недостаткам этих конструкций относится сложность устройства продольных швов между плитами.
Существует два способа изготовления этих плит: полка плиты и ребра бетонируются совместно; продольные предварительно напряженные ребра изготовляют заранее из бетона класса В40, а затем бетонируют полку. Связь ребер с полкой обеспечивают за счет устройства выпусков арматуры и сцепления бетона. Раздельное изготовление экономичнее, поскольку позволяет снизить класс бетона полок до В15. Продольная арматура ребер — из высокопрочной стали, полка армируется сетками. В продольном направлении плиты рассчитывают как свободно опертые однопролетные балки таврового сечения, в поперечном — учитывается разгружающее влияние свесов полок.
Плита крупноразмерная железобетонная сводчатая КЖС представляет собой короткую цилиндрическую оболочку с предварительно напряженными ребрами — диафрагмами сегментного очертания (рис. 11.9,б). Размеры плит в плане 3×12, 3×18 и 3×24 м. Очертание поверхности оболочки принимают по квадратной параболе. Толщина оболочки не должна быть менее 30 мм в середине пролета с утолщением до 140...160 мм у торцов. Высоту поперечного сечения плиты в середине пролета принимают (1/15...1/20) l в зависимости от пролета и нагрузки. Для уменьшения массы плиты диафрагмы проектируют минимальной толщины (40 мм) с вертикальными ребрами жесткости. Основную напрягаемую арматуру располагают в нижней части диафрагмы. По концам напрягаемых стержней предусматривают анкерные детали, обеспечивающие надежное закрепление рабочей арматуры в бетоне опорного узла. Эта арматура играет роль затяжки рассматриваемой сводчатой системы. Диафрагму армируют сварными каркасами только в опорных зонах, в вертикальных ребрах устанавливают стержни-подвески. Армируют оболочки сварной сеткой, подбираемой по расчету. Сопряжение оболочки с диафрагмой выполняют с помощью пологих вутов.
Плиты КЖС проектируют из бетонов классов В25...В50 в зависимости от пролетов и нагрузок. При расчете плиту рассматривают как цилиндрический свод, работающий совместно с диафрагмами. Полагают, что вдоль направляющей оболочки действует только продольная сила N, поперек — поперечные силы Q и изгибающие моменты М (см. рис. 11.9, в).
Изгибающий момент в системе «оболочка — диафрагма» (в продольном направлении) воспринимается растянутой арматурой диафрагм и полкой (оболочкой), работающей на сжатие. В соответствии с этим необходимую площадь сечения рабочей арматуры диафрагмы As,d и толщину оболочки h определяют из условий:
где М — изгибающий балочный момент в рассматриваемом сечении от расчетных нагрузок; z — расстояние от срединной поверхности оболочки до оси рабочей арматуры; γ0 — коэффициент условий работы; bf — ширина панели поверху.
Расчет плит КЖС на поперечную силу, по деформациям, образованию и раскрытию трещин рассмотрен в [9].
Плиты КЖС экономичны, достаточно просты в изготовлении. Наиболее существенным их недостатком явля ется трудоемкость устройства кровли по криволинейной поверхности.
Наряду с КЖС разработаны крупноразмерные плиты покрытий типа П размерами 3×18, 3×24 м под малоуклонную кровлю (рис. 11.9,г). Достоинство этих плит по сравнению с плитами КЖС — упрощение работ по устройству кровли, а стоимость плит типа П с учетом эксплуатационных расходов примерно равна стоимости плит КЖС Общим недостатком крупноразмерных плит является усложнение устройства внутренних коммуникаций в уровне покрытия.
В последние годы предложены технические решения плит покрытия, направленные на снижение расхода материалов и трудоемкости возведения. К ним относятся плиты с решетчатыми ребрами под малоуклонную кровлю 3×18, 3×24 м, а также неразрезные ребристые плиты 3×24 м, укладываемые по стропильным конструкциям шагом 6 м.
В некоторых республиках нашей страны и за рубежом применяют • также гиперболические панели-оболочки, плиты типа «Динакор» с квадратными пустотами и т. п. Однако использование их весьма ограничено из-за сложностей устройства кровли или изготовления панелей.
11.6. Железобетонные стропильные балки
●Железобетонные стропильные балки применяют для перекрытия пролетов 6, 9, 12 и 18 м. При пролетах 24 м и более они уступают фермам по технико-экономическим показателям и, как правило, не используются. Балки пролетами 6 и 9 м предназначены преимущественно для покрытия пристроек, а балки пролетом 12 м — в качестве поперечных или продольных ригелей покрытия. Балки пролетом 18 м применяют в качестве поперечных ригелей, по которым укладывают плиты 3×6 или 3×12 м.
В зависимости от профиля кровли балки бывают двускатными (рис. 11.10, а, б), односкатными, с параллельными полками (рис. 11.10, в), ломаным или криволинейным очертанием верхней полки.
●Двускатные балки имеют уклон верхней полки 1 : 12 для скатных кровель, 1 : 30 — для малоуклонных кровель. Вследствие своей экономичности они получили наиболее широкое распространение для покрытий пролетов 18 м. Определенные трудности при их изготовлении связаны с устройством каркасов переменной высоты. При необходимости пропуска коммуникаций в уровне покрытия (воздуховоды и т.п.) используют двускатные решетчатые балки пролетом 12 и 18 м (рис. 11.10,6).
●Односкатные балки обычно применяют для устрой ства кровли с односторонним уклоном, например в при стройках.
●Балки с параллельными полками наиболее просты в изготовлении, имеют арматурные каркасы постоянной высоты и применяются в качестве продольных ригелей при горизонтальных кровлях. Однако по расходу бетона и арматуры они уступают двускатным.
●Балки с ломаным и криволинейным верхним поясом, несмотря на экономичность, не нашли широкого при менения вследствие сложной технологии их изготовления.
Высота сечения балок в середине пролета (1/10...1/12)l.
В целях экономии бетона сечение балок принимают тавровым (при l=6; 9 м) и двутавровым (l=12; 18 м). Ширину верхней полки балок из условия опирания плит покрытия и обеспечения устойчивости при транспортиро вании и монтаже принимают равной (1/50... 1/60)l, что обычно составляет 20...40 см. Ширину нижней полки (25...30 см) определяют из условия размещения в ней растянутой арматуры, прочности бетона пояса при действии усилия обжатия, а также условия опирания на колонны. Толщину вертикальной стенки в средней части пролета (6...8 см) назначают из условий изготовления балки (в вертикальном положении) и размещения поперечной арматуры (одного или двух каркасов). У опор стенка утолщается для обеспечения прочности и трещиностойкости опорных сечений. Бетон балок классов В25...В40.
Рис. 11.10. Конструкции стропильных балок:
1 — напрягаемая арматура; 2 — опорный каркас;
3 — анкеры закладной детали; 4 — сетки косвенного армирования
Все типы балок пролетами 12...18 м выполняют предварительно напряженными, как правило, с натяжением на упоры. Для исключения образования и раскрытия трещин в верхней зоне от усилий, возникающих при отпус ке нижней арматуры, в ряде случаев в верхней зоне раз мещают напрягаемую арматуру A'sp = (0,15...0,2) Asp. Поперечную и продольную монтажную арматуру выполняют из сталей классов A-I, A-III. В опорных частях балок, где возникают большие усилия от реакций опор и предварительного обжатия, устанавливают дополнительную арматуру в виде сеток и вертикальных стержней.
Нагрузки на балку от веса покрытия и снега передаются через ребра плит в виде сосредоточенных сил. При числе их более четырех нагрузка заменяется эквивалентной равномерно распределенной. Нагрузки от подвесного транспорта и коммуникаций передаются на балку в виде сосредоточенных сил.
Балки рассматриваются как шарнирно опертые элементы с расчетным пролетом, равным расстоянию между линиями действия опорных реакций.
Подбор продольной и поперечной рабочей арматуры, расчет прогибов и трещиностойкости балок производятся как для обычного элемента таврового или двутаврового сечения.
При расчете нормальных сечений двускатных балок необходимо учитывать, что сечение, где требуется наибольшая площадь продольной растянутой арматуры, не совпадает с серединой пролета, где действует максимальный изгибающий момент. Это объясняется тем, что по мере удаления от середины балки 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.
11.7. Железобетонные стропильные фермы
●Железобетонные стропильные фермы применяют в качестве ригелей покрытий промышленных и общест венных зданий при пролетах 18, 24, 30 м и шаге 6 и 12 м. При больших пролетах железобетонные фермы получа ются тяжелыми, неудобными при транспортировании, трудоемкими в монтаже и могут применяться лишь при специальном обосновании. Фермы устанавливают на колонны или крепят к подстропильным фермам с помощью анкерных болтов или сварки закладных опорных элементов. По фермам укладывают плиты покрытий и кровлю.
Очертание стропильных ферм зависит от профиля кровли и общей компоновки покрытия. Для зданий со скатной кровлей как типовые фермы применяют: сегментные раскосные с верхним поясом ломаного очертания (рис. 11.11, а, ж) и безраскосные арочного очертания (рис. 11.11, б, и), для зданий с плоской кровлей — раскосные с параллельными поясами (рис. 11.11, г). Для нетиповых решений возможны и другие виды ферм: арочные раскосные с разреженной решеткой (рис. 11.11, в), полигональные (рис. 11.11, д), треугольные (рис. 11.11, е), с нижним ломаным поясом (см. рис. 11.11, д).
Наиболее рациональны с точки зрения статической работы сегментные и арочные раскосные фермы.
Рис. 11.11. Конструкция железобетонных стропильных ферм:
1 — поперечная арматура опорного узла; 2 — контурные стержни; 3 — допол нительная сетка; 4 — напрягаемая арматура; 5 — сетки косвенного армирова ния; 6 — стойки для опирания плит покрытия в зданиях с плоской кровлей; 7— бетонная центрирующая прокладка; 8 — металлический накладка; 9 — стальная обойма; 10 — трещина
●В сегментных раскосных фермах (см. рис. 11.11, а, ж) усилия в поясах по длине изменяются мало, а в элементах решетки — невелики. Это объясняется тем, что очертание верхнего пояса близко к кривой давления. Достоинством этого типа ферм также является то, что небольшая высота у опор приводит к уменьшению высоты стен здания и суммарной длины решетки. К числу недостатков следует отнести повышенную трудоемкость работ, связанных с устройством скатной кровли.
●В последние годы широкое распространение получили безраскосные арочные фермы (рис. 11.11, б, и), которые отличаются простотой и удобством изготовления. Особенно целесообразно безраскосные фермы применять в зданиях, где межферменное пространство используется для коммуникаций, технических этажей, а также в цехах с насыщенным подвесным транспортным оборудованием. Эти фермы часто используются для устройства плоской кровли путем установки дополнительных стоек. Недостатком этого типа ферм является то, что в стойках и по ясах фермы возникают значительные изгибающие моменты, для воспринятия которых требуется дополнительный расход арматуры, что приводит к увеличению стоимости ферм.
●Железобетонные фермы с параллельными поясами обеспечивают более простое устройство плоской кровли. Однако они имеют большую высоту на опорах, что помимо увеличения высоты наружных стен приводит к необходимости устройства вертикальных связей между фермами в плоскости опорных стоек. По расходу бетона такие фермы уступают сегментным и арочным. Предложенное в последние годы техническое решение, предусматривающее отведение части предварительно напряженной арматуры из нижнего пояса в растянутые раскосы (рис. 11.11, к), позволяет улучшить их технико-экономические показатели.
Расстояние между узлами верхнего пояса рассмотренных типов ферм принимается равным ширине плиты покрытия (3 м) в целях обеспечения узловой передачи нагрузки.
●Арочные раскосные фермы (рис. 11.11, в) имеют мощный криволинейный пояс кругового очертания и легкую разреженную решетку. В таких фермах допускается неузловая передача нагрузки от плит покрытия. Возникающие при этом изгибающие моменты от вертикальной нагрузки уменьшаются за счет моментов обратного знака, создаваемых эксцентрично приложенными продольными сжимающими усилиями в верхнем поясе (рис. 11.11, н). По экономическим показателям эти фермы при пролетах 18...24 м несколько дороже сегментных, а при пролетах 30 м и более — экономичнее.
●Треугольные фермы невыгодны ввиду большой высоты и значительного расхода материалов. Применение их оправдано только в случае использования кровли из асбестоцементных материалов или металлических волнистых листов, для которых требуется значительный уклон.
●Фермы с ломаным нижним поясом (рис. 11.11, д) более устойчивы, не требуют установки дополнительных связей, но сложны в изготовлении.
●По способу изготовления различают фермы с за кладной решеткой и фермы, бетонируемые целиком.
В фермах с закладной решеткой элементы решетки готовятся заранее в отдельных формах, а затем укладываются в общую форму, после чего бетонируются пояса и узлы. Этот способ позволяет делать элементы решетки небольшого сечения и из бетона более низких классов, что приводит к экономии бетона и цемента. Фермы пролетом 30 м и более для обеспечения возможности транспортирования обычно изготовляются из двух отправочных элементов и объединяются на строительной площадке стыком на сварке (рис. 11.11, л). Такие фермы дороже цельных на 10...15.% и менее надежны в работе при динамических нагрузках.
Высота ферм в середине пролета (1/6...1/10) l. Ширина сечения верхнего пояса назначается из условия устойчивости его из плоскости фермы при монтаже и перевозке (1/70...1/80) l, а также из условия опирания плит. Ширина сечения нижнего пояса принимается такой же, как и верхнего, а высота сечения назначается из условия размещения рабочей растянутой арматуры. Размеры сечения сжатых элементов решетки и стоек определяются расчетом, при этом ширину их целесообразно назначать равной ширине поясов для удобства бетонирования в горизонтальном положении.
Фермы изготовляют из бетона классов В25...В50. Нижний пояс предварительно напряженный, армируется стержневой арматурой классов A-IV, A-V, A-VI, Aт-IV, Aт-V, канатами К-7, К-19. Натяжение арматуры обычно осуществляют на упоры. Чтобы предотвратить появление продольных трещин, нижний пояс армируют конструктивной поперечной арматурой из проволоки d=5...6 мм, соединенной обычной арматурой в каркасы (рис. 11.11, ж, сечение 1—1). В верхних поясах, раскосах и стойках применяют сварные каркасы из горячекатаной стали периодического профиля классов A-III, A-II.
Особое внимание при конструировании ферм следует обращать на армирование узлов. В опорном узле для воспринятая больших перерезывающих сил и сил обжатия устанавливают поперечную арматуру 1 (рис. 11.11, ж), объединенную контурным стержнем 2 в плоский каркас. Два таких плоских каркаса образуют пространственный каркас узла. Для улучшения условий анкеровки напрягаемой арматуры и предотвращения возникновения продольных трещин в бетоне устанавливают косвенную арматуру 3 в виде сеток. Для предотвращения раскрытия трещин в месте сопряжения нижнего пояса с узлом ставят дополнительную сетку 4. Арматуру элементов решетки заводят в узлы, которые имеют уширения, позволяю щие лучше разместить ее и заанкеровать (рис. 11.11, м).
Фермы рассчитывают на эксплуатационные нагрузки от покрытия, фермы, снега, подвесного оборудования и т. п., а также нагрузки, возникающие при изготовлении, транспортировании и монтаже. Нагрузка от покрытия и от массы фермы считается приложенной к узлам верхнего пояса, а нагрузка от подвесного оборудования — к узлам нижнего.
Железобетонная ферма имеет жесткие узлы и представляет собой многократно статически неопределимую рамную систему. Однако в предельном состоянии по прочности в узлах раскрываются трещины, жесткость их падает, и влиянием возникающих изгибающих моментов можно пренебречь, рассматривая узлы как шарнирные. Это позволяет при расчете прочности рассматривать ферму как статически определимую систему. Такой расчет в общем верна отражает характер работы конструкции и обеспечивает достаточную точность. Если нагрузка приложена в панелях верхнего пояса между узлами, то при расчете учитывают местный изгиб верхнего пояса. При определении изгибающих моментов от внеузловой нагрузки пояс фермы рассматривают как неразрезную балку, опорами которой являются узлы фермы. При наличии выгибов или изломов верхнего пояса учитывают разгружающее действие момента от продольной силы N (рис. 11.11, н).
При расчете безраскосной фермы принимают жесткое соединение поясов и стоек в узле. Усилия определяют как для статически неопределимой системы.
Расчетные усилия в элементах ферм находят от всех возможных невыгодных сочетаний действующих нагрузок. По найденным усилиям производят расчет сечений элементов. Верхний пояс рассчитывают на сжатие со случайным или расчетным эксцентриситетом, нижний — на центральное растяжение, решетку — на сжатие или растяжение. Расчетные длины элементов в плоскости фермы и из ее плоскости принимают по [1].
При расчете трещиностойкости предварительно напряженного нижнего пояса необходимо учитывать влияние изгибающих моментов, возникающих вследствие жесткости узлов. Эти моменты в фермах со слабоработающей решеткой (например, в сегментных) можно определить, рассматривая нижний пояс как неразрезную балку на упругооседающих опорах; осадку опор находят по диаграмме перемещений фермы [13].
11.8. Железобетонные стропильные арки
●Арками называют системы, состоящие из криволинейных элементов, горизонтальное смещение опор которых ограничено. Последнее приводит к возникновению распора, обеспечивающего работу арки преимущественно на сжатие.
В одноэтажных промышленных зданиях арки применяют в покрытиях средних и больших пролетов (l≥30 м). Имеются примеры применения арочных конструкций в ангарах, спортивных сооружениях, мостах, где пролеты превышают 100 м.
Железобетонные арки бывают трехшарнирные, двухшарнирные и бесшарнирные. В трехшарнирных арках смещение опор в горизонтальном и вертикальном направлениях практически не сказывается на усилиях. Двухшарнирные арки малочувствительны к вертикальным осадкам и более чувствительны к горизонтальным смещениям. В бесшарнирных арках всякое смещение опор вызывает значительные дополнительные усилия, поэтому применение их возможно только там, где смещения опор заведомо невелики. Распор арки чаще всего воспринимается затяжками. Если по архитектурным или технологическим соображениям устройство затяжек нежелательно, то распор арки передают на жесткие боковые рамы, контрфорсы или непосредственно на фундамент.
Наиболее целесообразно такое очертание арки, при котором ось ее совпадает с кривой давления, и тогда изгибающие моменты минимальны. Совпадение кривой давления с осью арки обеспечить трудно (различные нагрузки, влияние усадки, ползучести), поэтому очертание принимают по дуге окружности, что упрощает конструкцию и уменьшает число типоразмеров сборных элементов, мало сказываясь на усилиях.
●Железобетонные арки могут быть сборными и монолитными. В качестве стропильных конструкции одноэтажных промышленных зданий наиболее широко применяют сборные пологие двухшарнирные арки с затяжкой (рис 11.12). Такие арки имеют стрелу подъема f = (1/5 1/8)l высоту сечения h=(l/30...1/50)l и ширину b=(0 4 0,5) h. Сечение арки — прямоугольное или двутавровое, обычно с симметричным армированием, так как возможны моменты разных знаков. В стенке двутавра могут устраиваться отверстия для пропуска коммуникаций.
Рис. 11.12. Конструкция сборной арки покрытия (а) и расчетная схема (б):
1 - стык сборных элементов (при укрупнительной сборке); 2 - ненапрягаемая рабочая арматура; 3 - напрягаемая арматура.
Арки собирают из отдельных блоков длиной 6 м (рис. 11.12, а) Между собой блоки соединяют ванной сваркой выпусков продольной арматуры с последующим замоноличиванием стыков мелкозернистым бетоном. По аркам укладывают железобетонные плиты l=6...12 м, крепящиеся к верхнему поясу с помощью сварки закладных деталей и выполняющие функцию горизонтальных связей. Затяжки железобетонных арок, как правило, выпол няют предварительно напряженными. Они мало податливы, поэтому изгибающие моменты от смещения опор в таких арках на 30...45 % меньше, чем в арках с ненапряженными железобетонными или стальными затяжками. Для уменьшения провисания затяжек устраивают подвески через 6 м.
В строительстве находят также применение высокие арки больших пролетов, обычно трехшарнирные. Ось их очерчена по дуге окружности или по более сложной кривой. Сечение арки сплошное или решетчатое.
Арки выполняют из бетона классов В25...В40, рабочая арматура арки —из стали класса A-III, затяжки из предварительно напряженной стержневой стали класса A-IV и выше, проволочной — В-II и канатов К-7, К19.
Рассчитывают арки на нагрузку от собственного веса и покрытия, нагрузку от снега и сосредоточенные нагрузки от подвесного транспорта. Арки большого подъема рассчитывают также на действие ветра. Определение усилий производят методами строительной механики. Двухшарнирная арка с затяжкой является статически неопределимой системой с одним неизвестным. При ее расчете задаются сечениями арки и затяжки и определяют неизвестное усилие распора из уравнения метода сил (рис. 11.12, б) [16].
В практике проектирования величину распора пологой железобетонной арки постоянного по длине сечения, очерченной по дуге окружности или квадратной параболе, определяют по формуле (при равномерно распределенной нагрузке)
H=kql2/(8f), (11.15)
где k — коэффициент, учитывающий упругую податливость затяжки; предварительно принимают k = 0,9.
По найденному значению распора в нескольких сечениях арки определяют Мах, Nax и Qax по известным формулам (см. рис. 11.12, б):
Мах =Мх-Ну,
Nax = Hcosφ + Qxsinφ, (11.16)
Qax = Qxcosφ — Hsinφ,
где Max, Nax, Qax — усилия в сечении арки на расстоянии х от левой опоры; Мх, Qx-усилия в том же сечении простой балки; φ — угол между касательной к оси балки в рассматриваемом сечении и горизонталью; у — ордината оси арки в рассматриваемом сечении.
Усилия в арке, вычисленные для различных нагружений, сводятся в таблицу, по которой устанавливают мак симальные и минимальные расчетные усилия в сечениях при наиболее невыгодных сочетаниях нагрузок. Подбор сечений продольной арматуры арки производят по формулам внецентренного сжатия, при этом расчетную длину принимают: для двухшарнирной арки — 0,54 L, для трехшарнирной — 0,59 L, где L — длина оси арки. Затяжку рассчитывают на центральное растяжение, пренебрегая изгибающими моментами от собственной массы. Арматуру подбирают из условий прочности, после чего проверяют трещиностойкость затяжки.
11.9. Подстропильные конструкции
●Подстропильные конструкции укладывают вдоль здания по рядам колонн, они являются опорами промежуточных стропильных ферм или крупноразмерных плит покрытия и имеют пролет, равный шагу колонн 12 или 18 м. В качестве подстропильных конструкций применяют балки и фермы (рис. 11.13). Последние несколько выгоднее по расходу арматуры и бетона и в настоящее время приняты как основные. Опирание ферм на колонны возможно в уровне верхнего или нижнего пояса. Рабочая растянутая арматура балок, нижних поясов и раскосов ферм — предварительно напряженная сталь классов A-IV и выше, а также канаты К-7; натяжение ее осуществляется на упоры. Бетон классов В30...В40. Крепление стропильных конструкций к подстропильным осуществляют с помощью анкерных болтов или путем сварки закладных деталей. Подстропильные балки и фермы крепят к колоннам без анкерных болтов с помощью сварки закладных деталей. Нагрузка от стропильных конструкций передается в виде сосредоточенных сил. Подстропильные фермы рассчитывают по прочности и трещиностойкости аналогично стропильным.
Рис. 11.13. Подстропильные балки (а) и фермы (б):
1 — реакция стропильных балок;
2 — то же, ферм; 3 — стойки для опирания плит покрытия
11.10. Железобетонные подкрановые балки
●Железобетонные подкрановые балки рекомендуется применять при кранах среднего (Q≤30 т) и легкого режимов работы. Основными их достоинствами по сравнению со стальными являются пониженный (до 50%) расход металла, повышенная огнестойкость, отсутствие эксплуатационных расходов, а большая масса способствует лучшей работе на динамическую нагрузку. При кранах среднего (Q>30 т) и тяжелого режимов работы целесообразно применять стальные балки.
Железобетонные подкрановые балки проектируют разрезными (в целях упрощения монтажа), с параллельными поясами: пролет их равен шагу поперечных рам — 6 или 12 м. Высоту сечения принимают (1/8...1/10) l. Наиболее целесообразно тавровое сечение балки при пролете 6 м. При пролете 12 м применяют двутавровое сечение, что диктуется условиями размещения значительного количества напрягаемой арматуры в нижней зоне сечения. Развитая верхняя полка повышает жесткость балки в горизонтальном направлении, улучшает условия монтажа и эксплуатации крановых путей и крана. Обычно толщину верхней полки принимают h'f = (1/7... 1/8) h, ширину b'f = (1/10...1/20) l=500...650 мм (рис. 11.14, а). Балки выполняют предварительно напряженными с натяжением на упоры. Бетон балок — классов В25...В40.
Крепление балок к колоннам осуществляется с помощью болтовых соединений с последующей обваркой шайб и гаек. Передача тормозных усилий от крана на колонну осуществляется с помощью ребер жесткости, привариваемых к закладным деталям подкрановой балки и колонны. Крепление подкрановых путей к верхнему поясу осуществляется с помощью стальных накладок — «лапок» и болтов.
Расчет подкрановых балок выполняют на вертикальную нагрузку от собственной массы балки и кранового пути, а также от вертикального давления колес кранов и горизонтальную нагрузку от поперечного торможения тележки крана. Расчет балок производят по прочности и выносливости (первая группа предельных состояний), трещиностойкости и деформациям (вторая группа). При расчете прочности балку разбивают несколькими сечениями по длине, в каждом из которых находят М и Q от собственной массы балки и пути, а также нагрузки от двух максимально сближенных кранов. Усилия в каждом сечении от крановой нагрузки находят, загружая соответствующие линии влияния (М или Q).
Рис. 11.14. Конструкция подкрановой балки:
1 — напрягаемая арматура; 2 — расчетное сечение
Расчетное сечение на вертикальные нагрузки — двутавровое или тавровое. При расчете на горизонтальную нагрузку в расчет вводят только верхнюю полку, при этом в целях упрощения сила считается приложенной в центре тяжести сечения верхней полки (рис. 11.14, б). Подобранные по прочности сечения балки и продольной арматуры проверяют расчетом на выносливость.
При многократно повторных нагружениях крановой нагрузкой бетон и стальная арматура разрушаются при напряжениях, меньших, чем при статическом нагружении (см. гл. 1). Расчетные значения предела выносливости арматуры и бетона определяют путем умножения Rs и Rb на коэффициенты γs3 и γb1, определяемые по нормам [1] в зависимости от коэффициента асимметрии цикла ps = σs,min/σs,max и pb = σb,min/σb,max, где σs,min, σb,min и σs,max, σs,min — наименьшие и наибольшие напряжения в арматуре и бетоне в пределах цикла изменения нагрузки. Расчет на выносливость производится на действие пониженной нормативной нагрузки от одного крана [2], собственного веса балки и подкранового пути и усилия предварительного обжатия. Выносливость балки считают обеспеченной, если краевые напряжения в бетоне и арматуре, определяемые как для упругого материала по приведенному сечению, не превышают расчетных значений пределов выносливости:
а' — коэффициент приведения арматуры к бетону, учитывающий неупругие деформации, проявляющиеся в бетоне сжатой зоны [1]; Р определяют с учетом всех потерь; у и у1 — расстояния от центра тяжести сечения до растянутой арматуры и краевых волокон сжатого бетона; Ared и Ired — площадь и момент инерции приведенного сечения.
Если условия (11.17) не выполняются, нужно изменить сечение бетона или арматуры.
11.11. Железобетонные колонны
●Сборные типовые железобетонные колонны, входящие в состав поперечных рам, применяют при H≤18 м, В≤12 м и Q≤50 т. При большей высоте здания, шаге колонн и грузоподъемности кранов обычно используют стальные колонны, а железобетонные — при специальном обосновании.
●Колонны бывают прямоугольного, двутаврового и кольцевого сечений, а также двухветвевые (рис. 11.15, а...г). Двутавровые экономичнее прямоугольных по расходу материала (до 20 % бетона), но более трудоемки в изготовлении. Поэтому типовые колонны делают сплошного прямоугольного сечения. По мере совершенствования технологии изготовления применение колонн двутаврового сечения может оказаться целесообразным и дать экономию по стоимости до 35...45 %.
В последние годы находят применение железобетонные колонны кольцевого сечения, изготовляемые методом центрифугирования. Процесс изготовления механизирован и автоматизирован, что позволило снизить расход бетона до 50 %, стали до 30 % и стоимость конструкций до 20...30 % по сравнению с типовыми колоннами.
Рис. 11.15. Конструкции колонн одноэтажных промышленных зданий с мостовыми кранами (а...в); центрифугированных колонн (г); к определению размеров сечений колонн (д); армирование двухветвевой колонны (е); к расчету двухветвевой колонны (ж): 1 — обе ветви сжаты; 2 — левая ветвь растянута
Сплошные колонны с консолями используют в зданиях, оборудованных мостовыми кранами, грузоподъемностью ≤30 т, при высоте от пола до головки кранового рельса H1≤14,4 м и В≤12 м. Двухветвевые колонны рациональны при Q>30 т, H>10,8 м и B≥12 м, а также в случаях, когда высота сечения нижней части колонны превышает 1 м. В бескрановых цехах обычно применяют колонны постоянного сечения по высоте.
Высота (м) сечения крайних колонн в надкрановой части назначается из условия размещения кранового оборудования: при нулевой привязке
ht≤0,75 — B1 — 0,07, (11.19)
при привязке «250»
ht≤1,0 — B1 — 0,07,
где В1 — расстояние от оси кранового рельса до края моста крана [24] (рис. 11.15, д); 0,07 — горизонтальный зазор, необходимый по условиям эксплуатации крана, а также учитывающий возможные фактические отклонения сечения колонны от проектных значений.
Высота сечения верхней части средних колонн назначается с учетом условий опирания двух ригелей на торец колонны; если ht<60 см, по верху колонны устраивают симметричные двусторонние консоли. Высоту сечения подкрановой части определяют условиями прочности и пространственной жесткости здания и на основании опыта проектирования: hb = (1/9...1/12) H.
Ширину колонны b из условия изготовления принимают постоянной по всей высоте: для колонн крайнего и среднего ряда с шагом 6 м — не менее 40 см, а с шагом 12 м — не менее 50 см. Кроме того, ширина b должна удовлетворять требованиям жесткости и быть не менее 1/25H.
Размеры сечений колонн округляются до величин, кратных 10 см, причем значение ht — в меньшую сторону, a b и hb — в большую. Сквозные колонны имеют в нижней части две ветви высотой сечения hbr=20; 25; 30 см, соединенные распорками (рис. 11.15, е). Высоту сечения распорок, кроме верхней, обычно принимают равной 40 см. Расстояние между распорками — 2...3 м, а от уровня пола до низа второй распорки — не менее 1,8 м. Верх первой распорки не должен выступать за уровень пола (для обеспечения прохода). Расстояние между осями ветвей также должно обеспечивать свободный проход людей.
Размеры консолей и их армирование определяются расчетом и условиями опирания подкрановых балок. В колоннах предусматривается устройство закладных деталей для установки стропильных конструкций, стеновых панелей и подкрановых балок.
Для колонн в настоящее время используют бетон классов В15...В30. Применение бетона более высоких классов позволяет получить существенную экономию. Так, применение бетона класса В50 в колоннах двутаврового сечения дает экономию бетона до 25 % по сравне нию с колоннами из бетона класса В20.
На колонны одноэтажных промышленных зданий распространяются все требования по конструированию внецентренно сжатых элементов (см. гл. 5). В частности, продольная рабочая арматура выполняется из стали класса A-III d≥l6 мм, поперечная — класса A-I. Расстояние между осями продольных рабочих стержней не должно быть более 400 мм. В противном случае устанавливают дополнительные конструктивные стержни d≥12 мм.
Колонны рассчитывают на внецентренное сжатие на усилия, найденные при расчете поперечной рамы. Подбор арматуры сплошных колонн производят по формулам для внецентренно сжатых элементов с учетом продольного изгиба (см. гл. 5) для каждого расчетного сечения при невыгодных комбинациях загружения (Мmаx, N; Mmin, N; M, Nmax). При близких по величине моментах разных знаков целесообразно подбирать симметричную арматуру.
Расчетную длину l0 сборных железобетонных колонн принимают согласно [1]. Например, для однопролетных зданий без мостовых кранов l0=1,5Я, многопролетных — l0=1,2H.
Двухветвевые колонны в нижней части представляют собой многоэтажную раму. В целях упрощения расчета принимают, что продольная сила распределяется между ветвями по закону рычага, а изгибающие моменты в ветвях определяют из условия, что нулевые точки моментов расположены в середине высоты панелей (рис. 11.15, ж). В соответствии с этим продольные силы в ветвях колонны
где М, N — расчетные усилия по оси двухветвевой колонны; η — коэффициент [см. формулу (5.7)]. При определении η следует учитывать влияние гибкости ветвей в плоскости изгиба двухветвевой колонны как для составного стержня.
Изгибающий момент в ветви
Изгибающий момент в распорке равен сумме моментов в узле
Поперечная сила в распорке
Если одна из ветвей в каком-либо сечении окажется растянутой (Nbr<0), то моменты в сжатой ветви и распорке определяют из условия передачи всей поперечной силы в этом сечении на сжатую ветвь.
Помимо расчета колонн в плоскости поперечной рамы производят проверку их прочности из плоскости ра мы на действие продольной силы Nmax со случайным эксцентриситетом. Колонны также должны быть проверены на усилия, возникающие при изготовлении, транспортировании и монтаже. Фундаменты под колонны одноэтажных производственных зданий проектируют как внецентренно нагруженные в соответствии с указаниями гл. 10.
ВОПРОСЫ ДЛЯ САМОПРОВЕРКИ:
1. Какова доля одноэтажных промышленных зданий в общем объеме промышленных зданий? Назовите разновидности одноэтажных промышленных зданий.
2. Из каких элементов состоят каркас здания, поперечная и продольная рамы?
3. Что включает в себя компоновка конструктивной схемы? Какие сетки колонн и высоты зданий принимаются для одноэтажных промышленных зданий?
4. По каким схемам может быть скомпоновано покрытие одноэтажного здания?
5. С какой целью и как разбивается одноэтажное промышленное здание на температурные блоки?
6. Как обеспечивается пространственная жесткость каркаса в продольном и поперечном направлениях? Расскажите о системе связей.
7. На какие нагрузки рассчитывается каркас одноэтажного промышленного здания и как они определяются?
8. Порядок расчета поперечной рамы. Что учитывает коэффициент пространственной работы?
9. Плиты покрытия одноэтажных производственных зданий. Их конструкции и прин ципы расчета.
10. Рекомендуемые пролеты балок, ферм и арок в покрытиях одноэтажных промышленных зданий.
11. Стропильные балки покрытий. Основные принципы их конструирования и расчета.
12. Каковы основные типы ферм покрытий, применяемые в одноэтажных промышленных зданиях? Их достоинства и недостатки.
13. Конструирование и основные принципы расчета стропильных ферм покрытий.
14. Конструкции и расчет арок покрытий одноэтажных промышленных зданий.
15 Подстропильные фермы и балки.
16. Особенности конструирования и расчета подкрановых балок. Расчет на выносливость.
17. Типы колонн одноэтажных промышленных зданий. Когда применяются сплошные и когда двухветвевые колонны?
18. Особенности расчета двухветвевых колонн.