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
1.Общие требования при проектировании бетонных и железобетонных конструкций
Проектирование по СНБ д.удовлетворять требованиям по:
1.Безопасности (прочноть-1предельное сост)-при назначенных показателях качества конструкции с назначенной степенью надежности не должны происходить разрушения любого характера при самых неблагоприятных условиях(длительное воздействие нагрузки, климатич. И технологич.воздействия,попеременное замораживание\ оттаивание,агрессивные воздействия).
2. Пригодность к нормальной эксплуатации(2ое пред.сост.)-тоже+не происх. Образование и чрезмерное раскрытие трещин, возникновение перемещений,препядств-х нормальной эксплуатации.
3.Долговечность-тоже+в течении срока эксплуатации.(класс ответственности зд.удовлетворял требованиям безопасности и пригодности к эксплуатации при самых неблагоприятных условиях).
4.Технологичность-проектирование с учетом технологич.требований, предьявл. при изготовлении, транспортировании и монтаже.
5.Экономичность.
6.Экологичность- Аэфф 740,1350 Бк\кг-удельная эффективная активность естественных радионуклидов.
2.Принципы проектирования индустриальных сборных элементов с учётом экономичности и экологичности
При разработке проекта рассматривается сначала рассматривается здание на проектировании, составленным заказчиком.
Проектирование
осуществляется:
-в 1стадию-при существовании типового проекта
-в 2е стадии-при крупных,сложных,индивидуальных проектах
Участвуют:инжинеры-конструктов+архитекторы.
-разработка конструктивного решения
-расчет здания и отдельных его эл-в
Принятые решения д.б.: экономичны, обоснованы, с max степенью индустриализации и изготовления при min стоимости,экологичны- Аэфф 740,1350 Бк\кг-удельная эффективная активность естественных радионуклидов.
Индустриализация строительства-технол.процесс исп.в стр-ве зд. из монол. жб.(механизированный способ укладки,уплотнения,исп.современ.опалубок.)
3.Унификация и типизация сооружений и их элементов.
Производство монол.и сборных констр.-рентабельное при массовом их производстве и ограничессном числе типов и размеров изделий-достигается унификацией и типизацией-общие принципы строительного проектирования.
Унификация-приведение к единообразию основных размеров сооружения,габаритных схем,сборных эл-в,их привязок к осям,узлов сопряжений эл-в,нагрузок.
Основа унификации-ЕМС-единая модульная система.На базе основного модуля 100мм или укрупнённого –кратного 100мм.
Для одноэтажного пром.здания с мостовыми кранами, шаг колонн 6,12,18, пролёты кратны 6м. Высота от пола конструкции=0.6м.
Для многоэтаж-х промзданий унифицированная сетка колонн в зависимости от нагрузки на перекрытие 6х6,9х6,12х6; высота этажа кратна 1,2м.
В гражданских зд-х укрупнённый модуль размеров сетки колонн 0,2м, для высоты этажа-0,3м.
На основе унификации размеров объёмно-планировочных решений сведено к ограничению числа унифициров-х габаритных схем, также и унифициров-х элем-в зд-й. Учитывая наиболее рациональное использование мат-в, приведеных затрат, принятые конструкции являются типовыми и предназначаются для массового производства. Несущая способ-ть типовых элем-в измен-ся за счёт изменения размреов поп-го сеч-я, класса бетона и арматуры, % армирования.( Сечение колонны 400х400, плита пустотного настила – ширина 1,2х1,5; высота 220).
Чтобы взаимно увязать размеры типовых элементов предусмотрены 3 категории размров:номинальные, конструктивные, натуральные.
Номинальный-расстоняие м-ду разбивочными осями зд-я в плане(пример:при шаге колонн 6м – 6м).
Конструктивные размеры отличаются от номинальных на размер швов и зазоров(пример: 6м плита- 5970мм).
Натуральные размеры – фактические размеры, зависящие от точности изготовления и могут отличаться от конструктивных от 3 до 10мм;регламентируют ГОСТы и СТБ.
4.Учет при производстве сборных конструкций требований технологичности при изготовлении и монтаже.
Одноэтажные пром.здания с мостовыми кранами:
-шаг колон-6,12,18м
-пролеты -кратны 6
-высота от пола до низа констр.-кратны 0,6
Многоэтажные пром.зд.
-унифицированная сетка колонн-в завис.от нагрузки на перекрытие-6х6,9х6,12х6
-высота этажа –кратна 1,2м
Гражданское здания:укрупненный модуль сетки колонн 0,2м для высоты этажа 0,3м.
На основе унификации размеров обьемно-планировочного решения сведено к ограничению число унифицированных габаритных схем,унифицированных элементов зданий.
Учётывая рациональное исп.мат-в, приведенных затрат, принятые конструкции явл.типовыми и предназнач.для массового производства.
Несущая способность типовых элементов изм-ся засчет измен.р-ров поперечного сечения,классов бетона,урматуры,процента армир-я.
Для взаимоувязки типовых размеров предусмотр.3 категории р-ров:
1)номинальные р-ры-расстояние между разбивочными осями в плане.
Прим.при шаге колонн 6м-номин.р-р 6м
2)Конструктивные р-ры-отлич. от номин.на размер швов и зазоров
Прим. плита 5970 и зазор 330
3)Натуральные р-ры-фактические размеры зависящие от точности изготовления.
Доп.отличие от конструктивных на 3-10мм.
Регламент –ГОСТ и СТБ
Сечение колонны 400х400, плита пустотного настила 1200х1500х220
Ребристые панели перекрытий рёбрами вверх являются самыми экономичными по расход бетона, но усложнена технологичность устройства чистых полов.
Панели с овальными пустотами, несмотря на хорошие экономические показатели по расходу бетона менее технологичны в изготовлении и применяются реже. Наиболее распространены плиты с круглыми пустотами.
5.Особенности проектирования сборных элементов в период транспортирования и монтажа.
1)Предьявлятются требования к унификации, типизации, проверки прочности и трещиностойкости в процессе изготовления, транспортирования,монтажа,эксплуатации,т.к. расчетные схемы в стадии монтажа и транспортирования могут отличаться от схем стадии эксплуатации.
2)Производится расчет на нагрузку от собственного веса с учетом коэф.динамичности
Кэфф транспортир=1,6 Кэфф монтажа=1,4
расчётные схемы сборных элементов в стадии перевозки и монтажа могут отличаться от схем стадии эксплуатации
3)В проектах элементов д.указываться:
-места расположение отверстий
-расположение монтажных петель(1\5 длины элемента от торцов)
-места захвата элементов монтажными приспособлениями
При расчете эл-в на монтажные нагрузки при устройстве 4ёх петель,нагрузку передают на 3петли,т.к. невозможно обеспечить одинак.нагрузку на 4ёх сторонах одновременно.
При возведении зд.производят расче всех стыкуемых элементов.
Стыки бывают:по типу стыкуемых эл-в и по виду передаваемых усилий.
3 основных этапа проектирования несущих ж.б.к
1-статические расчет
2-расчет сечений и элементов-определение рациональной формы и р-ров,площади поперчного сечения, оптимальных классов бетона и арматуры,рабоченй арматуры
3-конструирование-выбор конструктивных решений зданий и рацион.схемы размещения в них элементов рабочей и монтажной арматуры, разработка и вычерчивание рабочих опалубочных и армат. чертежей,узлов,эл-в конструкции.
Конструирование-вып. на основе расчета сечений,учитывая требования норм (гарантия несущей способности), трещиностойкость и жесткость на расчетные усилия, стадии изг-я вовзедения и эксплуатации.
6.Технико-экономическая оценка жбк. при вариантном проектировании.
Показатели технико-экономической оценки отдельных элементов:
-расход мат-ла(бетон-м3,арматорна-т)
-трудоемкость изготовления и монтажа(чел-дни)
-стоимость(рубли)
При пректировании исп. вариантную оценку(вариантное проектирование)-сравнивают стоимость жбк. Показатели опр-т на основе чертежей,разраб.на той стадии,на кот.сравниваются. Этим методом оценку экономичности жбк производят сопоставлением технико-экономических показателей нескольких вариантов конструктивных решений. Критерием наибольшей экономической эффективности при сопоставлении взаимозаменяемых конструкций является минимум приведенных затрат, состоящих из стоимости СМР.
7.Конструктивные схемы зданий и принципы их компоновки.
Конструкции состоят из отдельных элементов, связанных в единую систему. Отдельные элементы зданий — плиты и балки перекрытий, колонны, стены д.обладать прочностью и устойчивостью, достаточной жесткостью, трещиностойкостью и участвовать в общей работе здания. - могут быть каркасными и панельными (бескаркасными), многоэтажными и одноэтажными.
Конструктивные схемы каркасных зданий: а — с продольным расположением ригелей; б — то же, с поперечным; в — то же, с перекрестным; г — безригельное решение
Каркас многоэтажного здания образуют основные вертикальные и горизонтальные элементы—колонны и ригели.
Каркас одноэтажного здания образуют колонны, заделанные в фундамент, и ригели, шарнирно или жестко соединенные с колоннами. ЖБК при всех возможных конструктивных схемах зданий д.б. индустриальными и экономичными. С изменением температуры железобетонные конструкции деформируются — укорачиваются или удлиняются; вследствие усадки бетона — укорачиваются. При неравномерной осадке основания части конструкций взаимно смещаются в вертикальном направлении. ЖБК –в основном статически неопределимые системы и от изменения температуры, усадки бетона, от неравномерной осадки фундаментов в них возникают доп. усилия, что может привести к появлению трещин или к разрушению части конструкции. Чтобы уменьшить усилия от температуры и усадки, железобетонные конструкции делят по длине и ширине температурно-усадочными швами на отдельные части — деформационные блоки. Температурно-усадочные швы выполняют в наземной части здания—от кровли до верха фундамента, разделяя при этом перекрытия и стены. Осадочные швы, служащие одновременно и температурно-усадочными, устраивают между частями зданий разной высоты или в зданиях, возводимых на участке с разнородными грунтами; такими швами делят и фундаменты. Осадочные швы устраивают с помощью вкладного пролета из плит и балок. Осадочный шов служит одновременно и температурно-усадочным швом здания.
8.Классификация плоских жб перекрытий по конструктивным схемам и способам возведения.
По конструктивным схемам:
1.Балочные-балки работают совместно с опирающимися на них плитами перекрытия.
2.Безбалочные-перекрытия без балок,плиты опираются на колонны с уширениями-капители или на безкапительные безконсольные балки.
По способу возведения:
1.сборно-монолитные-исп.в индивид.проектах обществ. зданий
2.сборные-исп.в общ. И пром.зданиях,во внутр. Каркасах жил.зданий
3.монолитные-исп. в зданиях со свободной планировкой и по инд.проекту.
По конструктивн-м признакам перекр-е классифицируют:
монолитные ребристые с балочными плитами
монолитные ребристые с плитами опертыми по контуру
балочно сборно-монолитные
балочные сборные
безбалочные монолитные перек.,
безбалочные сборно-монолитн.,
безбалочно сборные перек.
Возможно проектирование также кессоных перек-ий в зд. с большой площадью помещений и проектирование монолитных жб перекр-й со стальным профилированым настилом
9.Технико-экономеческие показатели в области рационального применения различных конструктивных перекрытий.
В настоящее время применяют преимущественно сборные и сборно-монолитные перекрытия, отличающиеся высокой индустриальностью. Монолитные перекрытия применяются реже, главным образом, в зданиях, возводимых по индивидуальным проектам. Сборные перекры-я проектируют в обществ-х зд-х.Сборно-монолитное перекрытие прим. в индивидуальных проектах в основном в общ-х зд.
Для ТЭП оценки используют следующие показатели:расход материала(бетон в м3, арм-ра в тонах),трудоемкость изготовления и монтажа в чел/дн,стоимость в руб.
Пример. Плиты:
-ребристые (ребрами вверх или виз)
-многопустотные(пустоты круглые или оварльные)
-сплошные плиты (с 1или 2 верхним слоем легкого бетона)
10.Балочные сборные перекрытия. Компановка конструктивной схемы.
Балочное сборное перекрытие состоят из панелей(плит) и поддерживающих их балок наз-и ригелями.
Для того,чтобы скомпановать констр-ю схему перекр-я необходимо выбрать:
1)сетку колонн с учетом унификацию.
2)направление ригелей-зависит то типа зд. и может быть продольным или плперечным(обеспечив больш.жест-ть констр-й схемы зд)
3)выбор типа и ширины панелей,а также в завис-и от длины панелей рассматр-м их изготавление преднапряж или нет.
4)временая нагрузка дейст-я на перекр-е должна соотв.назначению зд. и архитек.-планировачному решению.
При компановке констр-й схемы соблюд-ся требования унификации и типизации.При проектировании перекрытий даного типа также как монолитных балочных перекр-й расматр-т ТЭП и производят сравнение вариантов по приведеной толщине бетона.
11.Сборные плиты перекрытий.Общие принципы проектирования.Технико-экономический анализ плит.
-Плиты перекрытий проектируют экономичными за счет удаления большого обьема бетона из растянутых зон, в плитах пустотного настила из нейтральных зон сечения.
Наиболее экономич-й расход бетона зависит от типа выбраных плит,т.к. на их изготавление затрачивает около65% бетона. Экономичность плит оценивают по приведеной толщине бетона. Назначая размеры плит длина зависит от требований унификации и опирания на ригель. Ширина зависит от подьема транспорт-м оборудованием и в пределах 1,5-3,5т., также зависит от их длины.При длине меньше 6м,ширина=L/4.при длине больше 6м,ширина= L/5.Высоту плит выбирают из условия прочности и жесткости.h=1/20-1/30L.Преднапряжение осущ.в плитах больше 6м.Но плиты пустотного настила возможно напр-ть одной длины. Зависит от технологии изготавления.Для ненапряж-х плит использ-т клас бетона минимальноC12/15,а максимальный зависит от величины нагрузки.Для напрягаемых плит: преднапряженая ар-ра S540,800,1200.Форма поперечного сечения плит зависит от их назначения и подраздел-ся на ребристые,многопустотные и сплошные панели.
• Ребристые панели прим. чаще в пром. зданиях. Ширина панелей 1,0-1,8 м через 0,1 м, высота сечения панелей 25...35см (рис. 9.2,а).
• Многопустотные панели, имеющие гладкие потолочные поверхности, прим. чаще в гражданском строительстве. Наиболее распространены - панели с круглыми пустотами (рис. 9.2, б) шириной 1,4-2,4 м через 0,1 м, высотой сечения 20-24 см. Панели с овальными пустотами (рис. 9.2, в), несмотря на лучшие показатели по расходу материалов, менее технологичны в изготовлении и в последнее время прим. редко.
• Сплошные панели могут быть однослойные (рис. 9.2, г) и двухслойные с верхним слоем из легкого бетона; 2ухслойные обладают высокими теплоизоляционными свойствами, малой звукопроводностью и применяются в чердачных перекрытиях.
Рисунок 34 Рис. 9.2. Конструкции сборных панелей перекрытия: 1 напрягаемая арматура; 2 расчетное сечение
Ребристые панели перекрытий ребрами вверх-самые экономичные по расходу бетона,но усложняют технолог-ю уст-ва чистого пола.Самые неэкономичные -сплошные панели однослойного типа,т.е. дешевый бетон. При проектировании сборных плит перекрытий прежде всего устанавливают расчетную схему.
12.Общие положения расчета и конструирования жб плит перекрытий.
Все типы панелей с точки зрения статического расчета - однопролетная балка свободно опирающаяся на ригеля загруженая равномерно-распредел-й нагрузкой, максимальные усилия в которой будут
;=
где Fd=GkYG+QkYQ полная расчетная нагрузка на 1 м плиты; Gk – постоянная расчетная нагрузка, кН/м2; Qk временная расчетная нагрузка, кН/м2; YG= 1,35; YQ=1,5;l0 расчетный пролет, = расстоянию между линиями действия опорных реакций.
Высота сечения предварительно напряженных панелей (1/20-1/30)l0.
Установливают размеры сечения плиты, задают класс рабочей арматуры и бетона, выписывают их расчетные характеристики; производят расчет прочности плиты по нормальным и наклонным сечениям.
При расчете по нормальным сечениям для ребристой плиты вводят эквивалентное тавровое сечение (см. рис. 9.2, а), а для многопустотной —двутавровое (см. рис. 9.2,б). Расчетная ширина сечений прин. = суммарной толщине всех ребер. В ребристых панелях производят расчет прочности верхней полки на местный изгиб( при отсутствии поперечных ребер из полки плиты мысленно выделяют полосу шириной 100 см (см. рис. 9.2, а), расчет кот. производят как частично защемленной по концам балки пролетом l = b'f b на действие пролетного и опорного моментов Msd = Fd*l0 2/11. Вып. расчет прогибов, трещиностойкости и проверку прочности плиты на монтажные нагрузки).
Класс бетона панелей C12/15... C25/30. Армируют панели сварными каркасами и сетками из горячекатаной арматуры периодического профиля и обыкновенной проволоки. Рабочая продольная арматура панелей без предварительного напряжения класса S400, S500 предварительно напряженных высокопрочная стержневая S800, S1200 и канатная К-7. Сварные сетки плит укладывают в полках, каркасы в ребрах. Монтажные петли из арматуры класса S240 закладывают по четырем углам и приваривают к основной арматуре. Швы между панелями заполняют бетоном. Длину опирания панелей на кирпичные стены опред. расчетом кладки на местное смятие и принимают не менее 75 мм для панелей пролетов до 4 м и не менее 120 мм для бóльших пролетов. В целях устранения местных напряжений при опирании вышележащих стен пустоты панелей в пределах опоры заделывают кирпичной кладкой, бетоном.
13.Типы многопустотных плит перекрытий. Армирование и назначение арматуры в сечениях плит.
а)с круглыми пустотами.
б) с ввертикальными пустотами
в) с овальными пустотами.
Арматура: продольные стержни объединяют в сетку и устраивают в нижней полке плиты. Поперечную арматуру объединяют в каркасы и устраивают ч/з 1-2 пустоты перпендикулярно раб. арматуре на р-и ¼ l. В верхней полке плиты устраивается сетка которая не требуется по расчету для усиления сжатой зоны,но необходима для восприятия растягивающих усилий от усадки бетона при твердении.
14. Последовательность расчета и конструирование многопустотной плиты перекрытия.
Fd =Gk*Vg+Qk*Vq; Msd=Fd*Ls2/8; Msd=Fd*Ls/2;
В отличие от балочных монолитных плит, плиты перекрытия сборного варианта, являясь свободно опертыми балками , работают только по длинной стороне.Для расчета по нормальным и наклонным сечениям определяем приведенное сечение – двутавр. Учитываем,что свесы нижней полки находятся в растянутой зоне,а бетон плохо работает на растяжение. Их в расчетах не учитываем.Определяем в:заключаем пустоту в квадрат,сторона которого = 0,9 диаметра и этот размер умножаем на количество пустот. Затем произведение вычитаем из ширины плиты.
Расчёт прочности нормальных сечений
→ →→→
Расчет прочности сечений, наклонных к продольной оси плиты
→→→
→
15.Типы ребристых плит перекрытий, армирование их сечений.
Ребристые плиты:
ребрами вниз
ребрами вверх-самые экономичные по расходу бетона,
В продольном ребре поперечную и продольную арматуру увязывают в каркас в ненапрягаемых элементах.В поперечном ребре устраивают каркас(в каждом поперечном ребре по 1-му каркасу.)Рабочая арматура полки объединяется в сетки.
16.Последовательность расчета элементов плиты и назначение рабочей арматуры в ребристой плите перекрытия.
Расчет продольного ребра:
b=b1+b2
Расчетное сечение – тавровое.
Определяется площадь арматуры, кот.яв-ся продольной рабочей.Выполняют расчет продольного ребра по наклонному сечению.Поперечную и продольную арматуру увязывают в каркас в ненапрягаемых плитах.
Продольное ребро рассчитывают по второму предельному состоянию.
Определяем прогиб,образование и ширина раскрытия трещин.
Расчет поперечного ребра:
b=b1+b2/2
В расчетной схеме балка защемлена в опорах.Расчит.по норм.и накл.сечениям.Устанавливается каркас,в каждом попер.ребре по 1 каркасу.
Полка:Расчетная схема полки зависит от соотношения сторон l1/l2.
Если l1/l2 >2 расчитываем как многопролетную балку.
Если l1/l2 ≤ 2-плита замкнутая по контуру.
17.Типы сборных ригелей перекрытия. Общие принципы конструирования.
Расчет и конструирование ригеля. Ригель балочного сборного перекрытия здания с полным каркасом-элемент рамной конструкции. В зданиях с неполным каркасом (свободное опирание концов ригеля на стены) при пролетах, отличающихся не более чем на 20 %, и небольшой временной нагрузке сопротивлением колонн повороту опорных сечений можно пренебречь и рассматривать ригель как неразрезную балку. Форма поперечного сечения ригеля прямоугольная и тавровая с полками внизу или вверху. Ригели l6 м обычно вып. без предварительного напряжения, при l >6 м предварительно напряженными. Бетон ригелей классов C12/15- C25/30. Ригели армируют двумя-тремя плоскими сварными каркасами.
а)прямоугольный профиль-прим. при времен.нагрузке 1,5-5кН/м2
б)тавровое сечение с полкой в нижней зоне- прим. при времен.нагрузке 2-8кН/м2
в)тавровый профиль с полкой в нижней зоне со скошенными боковыми гранями- прим. при времен.нагрузке 5-25кН/м2
Предворительные размеры сечения ригеля h= (1/10-1/15)l
Ширина в=(0,25-0,5) h (не более 200)
18.Схема армирования и назначение рабочей арматуры в сборных ригелях перекрытий.
Ригели пром.зданий расчитывают по нормальному и наклонному сечению.Рабочая арматура собирается в пространственные каркасы и устраивается в ребрах ригелей не менее 2 каркасов.
Расчетное сечение- прямоугольное.
В гражданских зд.расчет арматуры производят для прямоугольных сечений (свесы полок не учит-ся- они попадают в растянутую зону).Ригеля гражданских зданий имеют шаринирное соединение с колонной, т.е. стык с колонной вып-ся со скрытой консолью.
Так же рассчит-ся подрезка-т.к. измен-ся высота сечения .
19.Условия применения и основные положения метода расчета жбк с учетом распределения усилий.
Традиционный расчет усилий в статич.неопределимых конструкций методом строит.механики предполагает,что конструктивные эл-ты упруги, их жесткость не зависит от величины и длительности усилий. В реальных стр-х конструкциях развиваются неупругие деформации, появляются трещины, разрушается сцепление арматуры с бетоном. Результат- НДС при эксплуатации отличается от расчетного, т.к. неупругие деформации ведут к перераспределению усилий, влияя на прочность, жесткость,трещиностойкость. В нелинейной теории расчета жбк статич.неопределимых систем широко исп. метод предельного равновесия при расчете несущей способности.
Метод позволяет определить внутренние усилия в сеч.эл-та,совпад.с опытными.
Для расчета несущей способности статич. неопределимых неразрезных балок и рам методом предельного равновесия м.прим-ся статический способ расчета:
-решение уравнения равновесия внутренних и внешних усилий.
-устанавливает наибольшую нагрузку, при кот. возможно одновременное соблюдение равновесия и предельных условий для всех элементов систем. Ps≤Pu
1)-статич.определимая белака
2)статически неопределимая балка.
Для расчета несущей способности плитных конструкций прим. кинематический способ
-решение уравнения равенства работ внешних и внутренних сил на возможных перемещениях.
-устанавливает наименьшую нагрузку, при кот.происходит исчерпание несущ. Способности конструкции Pk˃=Pu
Условия применения:
1.система д.б. статич.неопределимой.
2.исп. мягких сталей.
3.в конструкциях должны допускаться трещины.
4.конструкция д.б. слабо армированной ξ ≤ ξ lim, где ξ lim≤0,35
5.отсутствие агрессивной среды
6.перераспределение моментов д.б. ≤30% от значений получ.по упругой схеме.
7.класс бетона С12/15 и ниже
8.конструкция не д.разрушаться от главных сжимающих и растягивающих напряжений.
Рисунок плиты.
Достоинства методов:
-экономия арматуры 20-30%
-типизация стыковых соединений,особенно сборных конструкций.
-улучшение технологичности при армировании плит рулонными сетками.
20. Сущность метода расчета по предельному равновесию с учетом перераспредения усилий,статический способ.
Метод предельного равновесия основан на предположении,что несущ.способность статически неопределимых систем исчерпывается,когда растянутая в ней арматура течет и образуется такое количество пластических шарниров, при котором система переходит в геометрически изменяемую и конструкции рассм-ся в момент исчерпания несущей способности.
Зоны стержневого элемента с большими трещинами и деформациями в состоянии предельного равновесия-наз. пластические шарниры (балочные плиты,балки и рамы),а в плоских элементах(плита)-наз.линии изгиба, линейные пластические шарниры.Они приводят статич.неопределимую систему в статически определимую, в кот. наблюдаются деформации без увеличения нагрузки.
ПШ в статич. определимой конструкции вызывают поворот частей балки, сокращают высоту сжатой зоны, достигает пред.прочности бетон,наступает разрушение.
ПШ в статич. неопределимой конструкции не приводит к чрезмерным перемещениям, т.к. этому препятствуют лишние связи. Разрушение происходит при n+1шарнир.
Величина момента в пластическом шарнире явл. Cosnt.
М(пш)=Ast∙Fyd∙z
Прим. Статически неопределимая балочная система-балка, защемленная с 2ух концов с одинак.армированием пролетной и опорной арматуры.
1этап-момент в балке растет пропорционально нагрузке –до тех пор,пока в опасном сечении(опоре) не потечет рабочая опорная арматура и не возникнет пластический шарнир.
Моп=Мов=Fd∙Leff2/12 Мпр= Fd∙Leff2/24 - окончание работы констр.по упругой статич. схеме.
2этап-при дальнейшем росте нагрузки в опорных сечениях арматура прод-т течь, величина момента в опорных сечениях const , увеличиваются лишь в сечении деформации.Пролетный момент растет,пока не достигнет значения Мпр= Fd∙Leff2/12.
Наступает предельное равновесие в пределе. При появлении одного шарнира в пролете балка разрушается.
В рез-те упруго-пластич.работы системы и перераспределения усилий, Мпр увелич.в 2,а нагрузка F в 1,33раза. Проверка правилом- суммарное знач-е Мпр и полусумма Моп=моменту в однопролетной свободноопертой балки.
При расчетах конструкции нагрузка известна и пластич.шарниры праграммируют в опасных сечениях, потом выравнивают опор.и прол.моменты,передвинув l l вниз всю эпюру моментов. Посел выравнивания моментов Мпр=Моп А=Моп В имеем момент свободно опертой балки Мо= Fd∙Leff2/8=Мпр+(Моп А+Моп В)/2=2М, значит М=Fd∙Leff2/16
Учитывая упруго-пластич.деформации возможно перераспределять моменты таким образом,что Моп уменьшатся на ¼, Мпр увелич. на ½.
Эпюра моментов рассчит.на 1этапе загружения,расчет по упругой схеме отличается от эпюры выровненными моментами на dM= Fd∙Leff2/48
Практическое применение метода-унификация армирования в стыках сборных жбк и армирования над опормами монол.конструкций.
В статич.неопределимых системах исп. метод перераспределения усилий. Рассм. Систему с разным расположением времен.нагрузки(разными вариантами эпюр моментов,построенных с учетом упругого статич.расчета).Исп. добавочную эпюру dM. Строят общую огибающую эпюру, путем выравнивания моментов и усреднения значения пролета.
21. Сущность метода расчета по предельному равновесию с учетом перераспредения усилий,кинематический способ.
-предполагает предварительно иметь схему образования пластических шарниров (ПШ).или линии излома.Места образования шарниров находятся путём испытаний образца.Возможно так же определить место наибольших усилий, деформаций.
-конструкция рассматривается как система жестких блоков, соединенных ПШ.
-наход. Min значение нагрузки и значения моментов для расчета сечения и определения требуемого кол-ва арматуры исходя из равенства работ внешних сил на пути перемещения(прогиба)и пред.внутр.усилий конструкции.
Внешняя работа: Af=F∙ak . где F-внешняя нагрузка, ak-прогиб.
Угол поворота ɸа=tg ɸа=an/a и ɸв=tg ɸв=an/в
Работа внутренних усилий Aм=( ɸа+ ɸв)∙М1+ ɸа∙Ма +ɸв∙Мв
область образования пластич.шарниров
1)-статич.определимая белака
2)статически неопределимая балка.
Кинематич.способ расчета перераспределения усилий. Плита
22. Последовательность расчета и конструирование неразрезного ригеля с учетом перераспределения усилий.
Перераспределение усилий в статически неопределимой железобетонной конструкции происходит и на более ранней стадии работы под нагрузкой — под влиянием изменения жесткости опорных и пролетных сечений вследствие образования и раскрытия трещин в растянутых зонах элементов. Хотя такого рода перераспределение усилий не оказывает заметного влияния на перераспределение усилий в предельном равновесии — перед образованием пластических шарниров, однако оно существенно влияет на работу конструкции в эксплуатационной стадии и поэтому учитывается в расчетах.
Расчет неразрезного ригеля как упругой системы служит основой для следующего перераспределения изгибающих моментов. Расчетный пролет ригеля принимают равным расстоянию между осями колонн; в первом пролете при опирании на стену расчетный пролет считается от оси опоры на стене до оси колонны. Нагрузка на ригель от панелей может быть равномерно распределенной (при пустотных или сплошных панелях) или сосредоточенной (при ребристых панелях). Если число сосредоточенных сил, действующих в пролете ригеля, более четырех, то их приводят к эквивалентной равномерно распределенной нагрузке.
Конструирование неразрезного ригеля. Поперечное сечение ригеля может быть прямоугольным, тавровым с полками вверху, тавровым с полками внизу. При опирании панелей перекрытия на нижние полки ригеля таврового сечения строительная высота перекрытия уменьшается.
Стыки ригелей размещают обычно непосредственно у боковой грани колонны. Действующий в стыках ригелей опорный момент вызывает растяжение верхней части и сжатие нижней. В стыковых соединениях ригель может опираться на железобетонную консоль колонны или же на опорный столик из уголков, выпущенных из колонны. В верхней части стыка выпуски арматуры из колонны и ригеля соединяются вставкой арматуры на ванной сварке. Вставка арматуры повышает точность монтажного соединения в случае нарушения соосности выпусков арматуры. В нижней части стыка монтажными швами соединяются закладные детали колонны и ригеля. После приварки монтажных хомутов полость стыка, бетонируется.
Скрытые стыки на консолях (с подрезкой торца ригеля) усложняют конструирование, так как требуют усиления арматуры входящего угла дополнительными каркасами и закладными деталями, повышающими расход стали и трудоемкость изготовления; кроме того, при таком стыке снижается несущая способность и жесткость ригеля на опоре. Эти стыки считаются шарнирными, фигурная же стальная накладка, привариваемая на монтаже, обеспечивает восприятие небольшого изгибающего момента. В бесконсольных стыках, как показали исследования, поперечная сила воспринимается бетоном замоноличивания полости и бетонными шпонками, образующимися в призматических углублениях на боковой поверхности колонны и в торце сборного ригеля. Специальными исследованиями установлено, что этот стык равнопрочен с консольным стыком, но в то же время по расходу материалов и трудоемкости он экономичнее.
23.Огибающая эпюра моментов и эпюра материалов.Их назначение и построение.
Второстепенная балка рассчитывается как неразрезная пятипролетная балка с шарнирным опиранием на стену (крайние опоры) и на главные балки (средние опоры). При количестве пролетов балки более пяти принимается к расчету пятипролетная схема (рисунок 3.2).
Рисунок 3.2 – Расчетная схема второстепенной балки
Статический расчет второстепенной балки выполняется с учетом перераспределения усилий в стадии предельного равновесия конструкции. Ординаты огибающей эпюры изгибающих моментов определяются с помощью (3, рисунок 3.1, таблица 3.1). Величины коэффициентов для эпюр положительных моментов в крайних и средних пролетах, для эпюры отрицательных моментов приведены в в зависимости от величины отношения:
,
где , - постоянная и переменная расчетные нагрузки на балку.
Величина ординат огибающей эпюры моментов определяется по формуле:
Величины поперечных сил на опорах:
- на крайней свободной опоре (опоры А и К)
VAПР=VKЛ=0,4·(gsb+qsb)·Lo,кр
- на первой промежуточной опоре слева (В (слева) и опоре Е (справа))
VВлев=VЕпр=0,6·(gsb+qsb)·Lo,кр
- на первой промежуточной опоре справа и на всех промежуточных опорах слева и справа ( опора В (справа))
VВПР=VСЛ= VСПР =0,5·(gsb+qsb)·Lo,ср
Построение эпюры материалов
С целью экономичного армирования и обеспечения прочности сечений балки строим эпюру материалов, представляющую собой эпюру изгибающих моментов, которые может воспринять элемент по всей своей длине. 3начение изгибающих моментов в каждом сечении при известной площади рабочей арматуры вычисляют по формуле
MRd=fyd∙Ast∙d∙η,
где d- уточненное значение рабочей высоты сечения;
η- табличный коэффициент, определяемый:
η=1-k2∙ξ
ξ=(Ast∙fyd)/(ωc∙α∙fcd∙b∙d).
При построении эпюры материалов считают, что обрываемый стержень необходимо завести за точку теоретического обрыва, где он уже не нужен по расчету прочности нормальных сечений, на расстояние анкеровки lbd. При выполнении обрывов (отгибов) стержней необходимо соблюдать принцип симметрии расположения стержней в поперечном сечении балки. Также следует иметь в виду, что начало каждого отгиба в растянутой зоне располагают на расстоянии точки теоретического обрыва не менее чем 0,5∙d, где d-уточненное значение рабочей высоты сечения. С целью восприятия изгибающего момента от возможного частичного защемления балки на стене в первом пролете арматуру не обрывают, а отгибают на крайнюю опору. Начало отгиба располагают на расстоянии 50-60 мм от внутренней грани стены.
Расчеты, необходимые для построения эпюры материалов выполнены в табличной форме.
Сопоставляя эпюру материалов с огибающей эпюрой моментов, можно определить запас прочности (расстояние между эпюрой моментов и эпюрой материалов) в любом сечении по всей длине балки. Эти эпюры не должны пересекаться. Чем ближе эти эпюры подходят к огибающей эпюре моментов, тем экономичнее и рациональнее заармированна балка. Теоретическое место обрыва стержней определяем графическим путем.
24.Экономическое армирование сечений элементов по эпюре материалов с учетом анкеровки рабочей арматуры lb
Определение длины анкеровки и нахлеста обрываемых стержней
балок, расположенных в грузовой площади ;
Сечения, в которых обрываемые стержни не требуются по расчету, проще всего определить графически. Для этого необходимо на объемлющую эпюру моментов наложить эпюру арматуры. Точки, в которых ординаты эпюр будут общими (точки пересечения), определят места теоретического обрыва стержней в пролете. Для обеспечения прочности наклонных сечений второстепенной балки по изгибающим моментам обрываемые в пролете стержни продольной арматуры необходимо завести за точку теоретического обрыва на расстояние не менее:
(3.21)
где – коэффициенты, характеризующие условия анкеровки, определяются по таблице 11.6[1];
– базовая длина анкеровки, определяется с помощью таблицы 14;
– площадь продольной арматуры, требуемая по расчету;
– принятая площадь продольной арматуры;
– минимальная длина анкеровки, принимается равной наибольшему значению из величин: для растянутых стержней и для сжатых стержней.
В связи с тем, что произведение изменяется в пределах 0,7-1,0, а величина в условиях обрыва арматуры второстепенной балки принимается равной 0,7, то в курсовом проекте с целью уменьшения расчетной части разрешается принимать
Кроме того, общая длина запуска стержня за точку теоретического обрыва должна быть не менее и , где – высота второстепенной балки.
Анкеровка стержней продольной арматуры на свободной опоре осуществляется путем заведения за внутреннюю грань опоры на длину не менее:
– в элементах, где арматура ставится на восприятие поперечной силы конструктивно;
– – в элементах, где поперечная арматура ставится по расчету, а до опоры доводится не менее ⅔ сечения арматуры, определенной по наибольшему моменту в пролете;
– – то же, если до опоры доводится не менее ⅓ сечения арматуры.
Для обеспечения анкеровки обрываемой арматуры в сжатой зоне (нижняя арматура сжатой зоны на промежуточных опорах второстепенной балки) длина заводимых стержней за грань опоры определяется по формуле (3.21), принимая при этом
Стыкуемые в пролетах стержни (стержни верхней продольной арматуры второстепенной балки) необходимо завести друг за друга на величину нахлеста равную длине анкеровки большего диаметра стыкуемых стержней. Длина анкеровки определяется по выражению (3.21).
Анкеровка растянутой арматуры:
Опора В справа и слева
В сечении обрываются стержни класса S400. Требуемая площадь сечения арматуры , принятая площадь сечения арматуры таблице 14[2] Длина анкеровки обрываемых стержней в соответствии с формулой 3.21:
Величины остальных параметров составляют:
Оканчательно принимаем
Опора С
В сечении обрываются стержни класса S400. Требуемая площадь сечения арматуры , принятая площадь сечения арматуры таблице 14[2] Длина анкеровки обрываемых стержней в соответствии с формулой 3.21:
Величины остальных параметров составляют:
Оканчательно принимаем
Соединение стержней арматуры:
Нижняя опорная арматура в средних пролетах стыкуется с нижней опорной арматурой . Стыкуемые стержни необходимо завести друг на друга (нахлест) на величину длины анкеровки большего диаметра, т.е.
Оканчательно принимаем
Анкеровка арматуры на свободной опоре:
Длина анкеровки продольной арматуры на свободной опоре (в зоне опирания второстепенной балки на наружную стену) должна быть не менее При площадке опирания второстепенной балки на стену анкеровка продольной арматуры обеспечивается.
Длина анкеровки продольной арматуры на свободной опоре (в зоне опирания второстепенной балки на наружную стену) должна быть не менее При площадке опирания второстепенной балки на стену анкеровка продольной арматуры обеспечивается.
25. Расчет и конструирование ригеля гражданского здания при его шарнирном соединении с колонной.
Учитывая свободное соединение ригеля с колонной, рассматриваем его схему как свободно опертую балку. Расчет площади ар-ры в ригеле производим как для прямоугольных сечений, не учитывая свесы полок. Армируем пространственными каркасами,образуемыми плоскими. В отличие от пром. зданий здесь рассчитывается подрезка, так как изменяется высота сечения.
26.Конструкции применяемых стыков ригелей с колоннами.
Стыковые соед-я в эл-тах, воспринимающих растяг. усилия , должны выполняться:
27.Конструкция жесткого стыка ригеля с колонной и его расчет.
Рис.1.Жесткий стык ригеля с колонной.
Расчет стыка состоит из расчета площади ар-ры стык. стержней и расчета опорной консоли колонны.
Рис.2. Расчетная схема жесткого стыка ригеля с колонной.
Т.к. стык является жестким, то в опорных сеч-ях возникают моменты и растяг. усилия в ар-ре,кот. определяются как:
Nsd=Msd(гр.к.)/z, где Msd(гр.к.)—момент на грани колонны,
z—плечо внутренней пары сил.
Площадь сеч-я стыкуемых растянутых стержней:
Ast’=Nsd/fyd,
Наименьший вылет опорной консоли l рассчитывается на действие поперечной силы Vsd как:
l=+t, где b—ширина ригеля, t—зазор м/у торцом ригеля и гранью колонны.
Консоль считается короткой, если l≤0,9d,где d—рабочая высота.
К-ция короткой консоли у грани колонны должна обеспечивать прочность б-на по наклонной сжатой полосе м/у грузом и опорой, т.е. должна отвечать условию:
Vsd≤0,8ɸw·α·fcd·b·lbsinϴ, где ɸw—коэф-т, учитывающий влияние поперечных сил
ɸw=1-10·αе·ρw, где αе= ,
ρw= ,где Sw—шаг поперечной ар-ры;
lb—расчетный размер б. полосы,
lb= lsup·sinϴ+2α·cosϴ, где lsup—длина площади передачи нагрузки вдоль вылета консоли.
Ast’=.
28.Конструирование и расчет стыка ригеля с колонной со скрытой консолью
В перекрытиях гражданских зданий соед-е ригеля с колонной принимается шарнирным, несмотря на наличие в нем небольшого изг. момента. Его называют стыком со скрытой консолью.
Vsd1·(1- )≤Asw·fywd+Asins·fyd·sinϴ, где
Vsd1—поперечная сила в нормальном сеч-и у конца подрезки,
d1 и d—рабочая высота сеч-я в подрезке и вне ее,
Asins—площадь ар-ры отгиба,
Asw—площадь поперечной ар-ры.
Поперечные стержни в подрезке устанавливают с учетом анкеровки, кот. не менее l1.
l1= +S1, Vsw—усилие в поперечной ар-ре, S1—шаг поперечной ар-ры.
Продольная ар-ра в подрезке Ast заводится на длину l2. Это является анкеровкой продольной ар-ры подрезки и она должна быть не меньше lbd.
l2= ,где
Asw1—площадь сечения доп.стержней поперечной ар-ры за пределами подрезки.
Vsw1—линейные усилия в доп. стержнях.
Vsw1= .
29.Ребристое монолитное перекрытие с балочными плитами..Компоновка конструктивной схемы.
РМП состоит из плит, второстепенных и главных балок, кот бетонируются совместно и представляют собой единую к-цию. Плита опирается на второстепенные балки, втор. балки—на главные, главные—на колонны и стены. Бетон для экономии удален из растянутой зоны сеч-я,а сохраняется лишь в ребрах, в кот. устан-ся каркасы из растянутой арматуры.
1-плита;2-второстепенная балка;
3-главная балка;4-колонна;5-стена
Компоновка конструктивной схемы включает:
1.Выбор сетки колонн;
2.Выбор направления главных и второстепенных балок;
3.Выбор шага главных и второстепенных балок;
Это производится с учетом назначения здания, технико-эконом.обоснований на основе арх-планировочных решений.
4.Выбор размеров ( сеч-е и длина) эл-тов перекрытия.
Экономичность принятого решения хар-ся расходом материалов, а именно приведенной толщиной перекрытия—толщиной слоя б-на, необх. для изготовления всех эл-тов пер-я, включая колонны, и распределенного по всей площади пер-я.
РМП выполняют из б-на классов С12/15, С20/25, ар-ра класса S500(проволока или стержни). В кач-ве распределительной – ар-ра класса S240.
Главные балки имеют пролет 6—8 м(lmb).
Второстепенные—lsb=5-7 м.
Плиты—ls=1,5—2,7 м.
Высота сеч-я для балок h=1/12—1/20.
Минимальная толщина плит hf’=hs=60мм(гражд)
=70мм(пром)
При повышенной нагрузке =80 мм.
Продольное расположение главных балок хар-ся мах освещенностью, поперечное—большой жесткостью.Компоновка констр схемы предусматривает крайний пролет плит и втор балок принять меньше средних(или равные),но не более чем на 20%. Это необходимо для применения в расчете эл-тов перекрытия метода перераспределения усилий.
30.Расчет и конструирование монолитной плиты монолитного балочного перекрытия.
Эти плиты хар-ся соотн-ем сторон >2. Они работают по короткой стороне. Для расчета балочных мон плит вырезают полосу, перпендикулярную втор балкам шириной b=1м, с кот и производится сбор нагрузок. Расчетная схема—многопролетная неразрезная балка с равномерно распределенной нагрузкой, опорами кот служат втор балки. Кол-во пролетов принимают не более 5. Длина первого пролета—расст-е м/у осью опоры и наружной гранью втор балки. Длина средних пролетов—расст-е м/у внутр гранями втор балок.
Нагрузка на плиту складывается из постоянной и временной.
Постоянная—собственный вес плиты+ к-ция пола.
Временная зависит от назначения здания, наличия в нем оборудования,района стр-ва.
Рис.2-Расчетная схема плиты.
Определение расчетных пролетов:
L0,kp=Ls1-a+o,5c-0,5bsb;
L0,cp=Ls-bsb.
Сбор нагрузок:
Fd=Gk·ɣG+Qk· ɣQ , где ɣG=1,35; ɣQ=1,5.
Т.к. плита работает на изгиб, нужно опред-ть зн-я моментов в сеч-и плиты в пролетах и на опорах:
Т.к. средние плиты испытывают влияние распора,кот препятствует гориз смещениям опорных сеч-й, то повышается несущая сп-сть этих плит.Это учитывается в расчетах снижением величины опорных средних моментов на 20%.
Рассчитывают только нормальные сечения, т.к. прочность в наклонных бывает обеспечена. Возможна проверка необх-сти расчета поперечной ар-ры.
,
≥
Армирование балочной плиты зависит от класса и вида ар-ры. Если плиты имеют толщину 60-100мм, то рулонными сетками при S500 (проволока ∅4-5мм) с распределением рабочей ар-ры в продольном или поперечном напр-и. Для плит толщиной ≥100мм применяется арм-е отдельными сетками. Но рабочая ар-ра располагается только ПАРАЛЛЕЛЬНО КОРОТКОЙ СТОРОНЕ.
Шаг раб ар-ры S=50-200мм (над опорой 100-200мм, в пролете 50-200мм).
Шаг распределительной ар-ры 300-350мм.
31.Схема армирования монолитных балочных плит.
Армирование балочной плиты осущ-ся в зависимости от класса и вида принятой арм-ры, рулонными сетками при S500 проволока Ø4-5мм с расположением арм-ры в продольном или поперечном направлениях. Толщина этих плит 60-100мм. Для плит, толщина которых ≥100мм применяется арм-ие отдельными сетками. Но в любом случае рабочая арм-ра должна располагаться II короткой стороне плиты. Полученную площадь арм-ры распределяют на ширине 1м, а затем эту арм-ру распределяют по всей площади перекрытия.
Шаг рабочей арм-ры назначают S=50-200мм (над опорой 100-200мм, в пролете 50-200мм. На 1м плиты подбирают 5-14 стержней
Шаг распределительной арм-ры назначают 300-350мм. Площадь распред. арм-ры - 10% от площади рабочей арм-ры. Располагают не менее 3-ех стержней на 1м.п.
Рис. – Схема арм-я отдельными сетками.
32.Расчет и конструирование второстепенных балок монолитного перекрытия.
Второстепенную балку с точки зрения статического расчета рассматривают как многопролетную неразрезную балку с кол-вом пролетов ≤5 и опорами, которыми служат главные балки и стены
Fd=(G1+Q)∙bf+G2
(G1+Q)∙bf – постоянная и переменная нагрузка на втор-ую балку от плиты
G2 – собственный вес втор-ой балки
Изгибающие моменты для второстепенной балки определяются также как и для плит в пролетах и на опорах.
Балка рассчитывается не только по нормальным но и по наклонным сечениям. Значения поперечных сил:
Vsd,A=0,4∙Fd∙lsbI
Vsd,В=0,6∙Fd∙lsbI
Vsd,ср=0,5∙Fd∙lsbR
Расчетные пролеты для второстеп.балки lsbIR – расстояние м/у осью опирания на стену и внутренней гранью гл. балки
Длина пролета lsbR – расстояние м/у внутренними гранями гл. балок.
Расчет сечений выполняется в зависимости от расположения опорных и пролетных моментов
Пролет (тавровое сеч-е) Опора(прямоугольное сеч-е)
33Назначение рабочей арматуры и схемы армирования второстепенных балок с учетом эпюры материалов.
Для рационального размещения арм-ры по длине второст. балки строят огибающие эпюры моментов учитывая разгружение усилий главными балками, а для рационального расположения рабочей арм-ры строят эпюру материалов
Для армирования используют пространственные каркасы с min рабочей арм-рой 12мм, Ø и шаг поперечной арм-ры рассчитывают по наклонному сеч-ю (ферменной аналогии). Шаг поперечной арм-ры должен не превышать на 1/4 длины, 150мм или h/2.
S≤150мм
S≤hsb/2
В сечении балки располагают ≥2каркасов
Каркасы доводят до грани главной балки и соединяют стержнем. Стыковые стержни закрепляют с помощью проволоки или анкеров. Над опорами в балках располагаются арматурные сетки монолитных плит или дополнительная опорная арм-ра.
34.Основные положения расчета и конструирование главных балок монолитного балочного перекрытия.
Главная балка является изгибаемым элементом и в расчетном отношении она рассматривается как неразрезная балка, но в отличие от плиты и второст. балки она загружена сосредоточ. Грузами в местах приложения нагрузки от второст. балки.
Собственная масса гл. балки также приводится к сосредоточ. грузам в местах опирания второст. балок
Размеры сеч-я гл. балок уточняются у грани колонны
- этого требует теория расчета, обеспечивая Ɛ =0,35
Значение моментов и поперечных сил определяют методом предельного равновесия, аналогично второстепенной балке.
Сеч-е рабочей арм- ры подбирают на опорах и в пролетах, рассматривая в пролете тавровое а на опоре прямоугольное сеч-я.
В расчете опорных сеч-ий необходимо назначать сI в пределах 6-9см, т.к в этих местах сосредоточена арм-ра плит и второст. балок. Армируется балка пространственными каркасами.
35. Конструктивные решения монолитных балочных перекрытий с плитами опертыми по контуру.Методы расчета плит данного перекрытия.
Существуют 2 вида таких перекрытий:
Рис. – Схема монолитного ребристого перекрытия с плитами, опертыми по контуру
В общем случае каждая панель перекрытия защемленная по контуру испытывает действие 6-и изгибающих моментов и имеет след. расчетную схему:
Для расчета плит, опертых по контуру, существуют 2 метода:
1)Образование усилий с использованием упругого метода (трещины в конструкции не допустимы)
2)По предельному равновесию (кинематический способ с допустимыми трещинами в процессе эксплуатации конструкции)
При использовании 2-го сп-ба д.б. известна схема разрушения конструкции
В предельном состоянии по прочности в плите образуется ряд ПШ. (на опорах – вверху плиты вдоль балок, в пролетах – снизу по биссектрисам углов плиты и в середине пролета – со стороны длинной стороны плиты)
В предельном равновесии плита под нагрузкой провисает и ее плоская поверхность превращается в пов-ть пирамиды, гранями которых служат треугольные и трапециевидные звенья. Высотой пирамиды являются max перемещение плиты – а. Угол поворота звеньев - ϕ.
Рис. – Схема излома плиты
ϕ – угол поворота, кот. дает возможность перемещения плиты, сохраняя значение момента без увеличения нагрузки. Его значение приравнивается к tg ϕ=2a/l1
l1-длина меньшей стороны плиты
F=G+Q – внешняя нагрузка. F в связи с провисанием плиты перемещается и совершает работу равную произведению интенсивности нагрузки F на объем фигуры перемещения.
Работа внешней силы:
При этом работа внутренних усилий, т.е работа изгибающих моментов на соответствующих углах поворота будет равна:
Aint= Rd∙ϕ∙l=(2MRd1∙ϕ+ MRd3∙ϕ+ MRd4∙ϕ)∙ l2+(2MRd2∙ϕ+ MRd5∙ϕ+ MRd6∙ϕ)∙ l1
Из условия равенства работ внутр. и внешних сил на одном и том же перемещении подставляя значения ϕ и преобразовываем:
(3l2-l1) =(2MRd1 + MRd3 + MRd4)∙ l2+(2MRd2 + MRd5 +
MRd6)∙ l1
Приведенные формулы содержат 6 неизвестных моментов. Задавшись рекомендуемым соотношением м/у моментами, задачу сводят к одному неизвестному.
Для средней панели квадратной плиты при l2=l1 соблюдается равенство всех 6-ти моментов. Получают для опорных и пролетных моментов:
Для плит расположенных в середине перекрытия, т.е. м/у балками, учитывают влияние распора Н и значение момента уменьшают на 20%.
После вычисления моментов производят расчет сечений прямоугольных с одиночным армированием. Плиту армируют сварными сетками на опорах – сверху над балками, а в пролетах – снизу. Нижнюю арм-ру, укладываемую в пролете, выполняют из 2-ух сеток с одинаковой площадью сеч-я арм-ры в каждом направлении. В целях экономии одна из сеток не доводится до опоры на расстояний1/4 l
Кессонные перекрытия имеют плиты размерами 1-2м заключенные в перекрещивающихся балках. Эти перекрытия менее экономичны, чем ребристые перекрытия с балочными плитами. Если пролет плит ≤1200, то их армируют конструктивно проволокой. Высоту перекрестных балок принимают одинаковой в обоих направлениях и расчет их аналогичен балкам монолитных перекрытий.
36.Компановка конструктивных схем сборных балочных перекрытий с плитами, работающими в двух направлениях. Методы расчета плит,работающих в двух направлениях.
37.Расчет и конструирование монолитной центрально нагруженной колонныю
Колонна воспринимает продольную силу от постоянных и временных длительных нагрузок и продольную силу от кратковременных нагрузок. К постоянным относят вес конструкции перекрытия, перекрытия вышележащих этажей, покрытие и собственный вес колонны.
Вычисляем продольную силу от постоянных нагрузок (от собственного веса конструкции перекрытий и покрытий):
где - расчетная постоянная нагрузка, действующая на плиты;
– пролет второстепенных балок;
– пролет главных балок;
– ширина главной балки;
м – высота главной балки;
м – принятая толщина плиты перекрытия;
– средняя плотность бетона;
– коэффициент надежности по нагрузке;
м – ширина второстепенной балки;
м –высота второстепенной балки;
–количество второстепенных балок, расположенных в грузовой площади ;
м – высота этажа;
- количество этажей.
Продольная сила от длительной нагрузки на перекрытие:
где - нормативная временная нагрузка на перекрытие;
- коэффициент по надежности для временной нагрузки..
Продольная сила от кратковременной нагрузки на перекрытие:
Продольная сила от снеговой нагрузки:
где - нормативное значение снеговой нагрузки, принимается в зависимости от района строительства
Полная продольная сила:
Высота колонны составит:
lcol=Нэ=3300мм.
Расчетная длина колонны равна:
β – коэффициент, учитывающий условия закрепления элементов; для колонн β = 1;
м.
Расчетная схема колонны представляет собой балку, защемленную по обоим концам и нагруженную силой , приложенной по оси колонны (рисунок 4.1).
Рисунок 4.1 – Расчетная схема колонны.
Условную расчетную длину leff определяют с целью учета влияния гибкости формуле :
где - l0— расчетная длина колонны;
(,t)—предельное значение коэффициента ползучести для бетона, допускается принимать (,t) = 2,0;
NЕd,lt - продольная сила, вызванная действием постоянной расчетной нагрузки.
NЕd,lt=NЕd1·γG;
Гибкость квадратной колонны определяется по формуле :
= l0 /h ≤ 7,
В случае, когда l0 /h 7, при определении е0 следует учитывать величину случайного эксцентриситета еа. А также в расчете следует учесть гибкость колонны.
38. Последовательность расчета и конструирования сборной центрально нагруженной колонны под монолитный фундамент.
39.Стыки колонн.Расчет жесткого стыка сборных колонн.
Из условия производства работ стыки колонн назначают на расстоянии 1-1,2 м выше перекрытия. При выбранных конструкциях и условиях работы колонны наиболее целесообразным является стык с ванной сваркой продольных стержней.
Для осуществления этого стыка в торцах стыкуемых звеньев колонн в местах расположения продольных стержней устраивают подрезки. При четырех стержнях подрезки располагают по углам. Продольные стержни выступают в виде выпусков, свариваемых в медных съемных формах. После сварки стык замоноличивают бетоном того же класса или ниже на одну ступень класса бетона колонны.
Принимают бетон класса С20/25 и выпуски арматуры длинной 30 мм и диаметром 20 мм из стали S500.
Стык такого типа должен рассчитываться для стадий: до замоноличивания как шарнирный на монтажные (постоянные) нагрузки и после замоноличивания как жесткий с косвенным армированием на эксплуатационные (полные) нагрузки.
При расчете стыка до замоноличивания усилие от нагрузки воспринимается бетоном выступа колонны, усиленным сетчатым армированием (Nrd1) и арматурными выпусками, сваренными ванной сваркой (Nrd2). Поэтому условие прочности стыка имеет вид:
где 0,75 - коэффициент, учитывающий неравномерность распределения напряжений под центрирующей прокладкой;
Ас0 - площадь смятия, принимаемая равной площади центрирующей прокладки или, если она приваривается при монтаже к распределительному листу и толщина листа не менее 1/3 расстояния от края листа до центрирующей прокладки, площади листа;
- коэффициент продольного изгиба выпусков арматуры;
Atotl - площадь сечения всех выпусков арматуры;
-приведенная призменная прочность бетона.
Размеры сечения подрезки из условия размещения медных форм принимаем b1*h1,a расстояние от грани сечения до оси сеток косвенного армирования в пределах подрезки с2 = 10мм; за пределами подрезки с1 =20 мм.
Тогда площадь части сечения, ограниченная осями крайних стержней сетки косвенного армирования:
Центрирующую прокладку и распределительные листы в торцах колонн назначаем толщиной 2 см, а размеры в плане: центрирующей прокладки - 6х6см, что не превышает 1/4 ширины колонны, и распределительных листов 15х15 см.
Коэффициент, учитывающий повышение прочности бетона при смятии:
где :
kf- коэффициент принимается по табл. , для элементов с косвенным армированием kf = 1,0
Сварные сетки конструируем из проволоки
Размеры ячеек сетки должны быть не менее 45 мм, не более l/4xbK и не более 100 мм. Шаг сеток следует принимать не менее 60 мм, не более 150 мм и не более 1/3 стороны сечения.
Коэффициент косвенного армирования:
Коэффициент эффективности косвенного армирования:
Здесь , т.к. расчёт ведётся в стадии монтажа (переходная расчётная ситуация).
Значение , определяемое по формуле
Для вычисления усилия Nrd2 определяем радиус инерции арматурного стержня
Расчётная длина выпусков арматуры равна длине выпусков арматуры, т.е. lo=l= 30см.
Гибкость выпусков арматуры
Коэффициент продольного изгиба арматуры по табл . Усилие, воспринимаемое выпусками арматуры:
Предельная продольная сила, воспринимаемая незамоноличенным стыком:
nrd = Nrd1+ Nrd2
Nrd1 > Nsd
Таким образом, прочность колонны в стыке до замоноличивания намного больше усилий, вызванных нагрузкой даже в стадии эксплуатации. Проверку прочности стыка в стадии эксплуатации можно не производить, т.к. добавится еще прочность замоноличенного бетона.
Рисунок к расчету стыка колонн
40.Особенности проектирования кесоннх покрытий.
Кессонные изделия отличаются более частым расположением балок, отсутствием промежуточных колонн и малыми размерами плит. Кессонные перекрытия имеют плиты длина которых 1 – 2 метра, заключенные в перекрещивающихся балках. Эти перекрытия менее экономичные, чем перекрытия ребристые с балочными плитами.
Плиты в этих перекрытиях также работают в двух направлениях, т.е. их рассматривают как плиты, опертые по контуру. Толщину плит принимают не менее 30 мм и не более 100 мм. Если пролет плиты не превышает 1250мм из армируют конструктивно проволокой. ( 4 -5 проволоки на 1 метр в обоих направлениях S500 диаметром 4-5мм. )
Высоту перекрестных балок кессоных перекрытий принимают одинаковой в обоих направлениях и расчет их также аналогичен балкам монолитных перекрытий с определением усилий методом предельного равновесия.
41. Конструктивные решения сборно-монолитных балочных перекрытий.
Сборно-монолитными перекрытия являются конструкции, которые получают при обеспечении совместной работы одного или несколько ранее изготовленных сборных жб элементов и объединяющие их монолитного бетона, выполненных как правило в условиях строительной площадки. При выполнении следующих условий конструкцию можно считать сборно-монолитной: 1)обеспечение прочности контактного соединения монолитных конструкций или омоноличивании бетона со сборными элементами на всех этапах работы составленного сечения;
2) сохранение неразрывности или склонности сечения при передаче нормальных усилий по высоте составленного сечения между взаимодействующими элементами
3) применяется бетон омоноличивания класса не ниже С16/20
4) толщина монолитной набетонки должна быть не менее 40 мм.
Надежную связь бетоноомоноличенных или монолитных конструкций, обеспечивается за счет контактного соединения, которое осуществляется с помощью арматуры, выпускаемой из сборных элементов, путем устройства бетонных шпонок или шероховатой поверхности продольных выпусков или с помощью других проверенных способов. При этом необходимо обеспечить проектное положение арматуры, выпускаемой из сборных элементов и обеспечить её защиту от коррозии. Поверхность сборной конструкции, которую обетонируют должна быть тщательно очищена и увлажнена. Прочность контакта сборного и монолитного бетона зависит не только от типа соединения но и от типа поверхности, которая может быть гладкой, шероховатой, шпоночной.
1 – сборные элементы
Сборно-монолитные элементы перекрытия, в котором нагружение от внешнего воздействия воспринимают сборные элементы, часть нагрузки монтажного характера, собственную массу и массу монолитного бетона. Нейтральная линия в сечении располагается в пределах монолитной части бетона. Эти конструкции нуждаются в установки временных опор. Сборные элементы служат опалубкой. Рис б) и в) – сборные элементы воспринимают всю монтажную нагрузку, нагрузку собственного веса или монолитного бетона. Монолитный бетон в основном в этих сечениях располагается выше нейтралной оси. Рис г) – сечение данного типа работают больше за счет монолитного бетона, а сборные элементы служат лишь арматурой расположенной в нижней зоне сечения, монолитный бетон располагается по всей высоте сечения.
К преимуществу этих конструкций относят: 1) в качестве сборных элементов можно принимать как специально запроектированные так и типовые конструкции; 2) для возведения сборно-монолитных перекрытий или конструкций не требуется специальной опалубки и подмостей, поэтому монолитный бетон в сборно-монолитных конструкциях дешевле бетона в сборных конструкциях; 3) установка дополнительной арматуры в опорных участках монолитного бетона легко обеспечивает неразрезность соединений
42.Особенности расчета сборно-монолитных конструкций по предельным состояниям.
Сборно-монолитные жб конструкции рассчитывают по 2 группам предельных состояний. При этом учитывают 2 стадии работы: 1) до набора бетоном уложенным на месте возведения конструкции, заданной прочности на воздействие монтажных нагрузок и массы бетона; 2) после набора бетоном заданной прочности на нагрузки действующие на данном этапе возведения и эксплуатационные нагрузки.
Расчет по 1 группе пред.состояний предусматривает определение прочности нормальных и наклонных сечений. Производят также расчет по прочности стыкового или контактного соединения сборно-монолитной конструкции.
Расчет по 2 группе пред. Состояний производят по трещиностойкости и прогибам.
При расчете по 1 группе пред.состояний. Если в сжатой зоне сечения находится бетон разных классов в расччет вводится сечение приведенное к одному классу. А также, если деформации сборно-монолитной конструкции имеют различные деформации. Допускается приводить их к одному сечению. Используют отношений их модулей упругости: . Прочность стыкового соединения при продольном сдвиге должна удовлетворять условию , где - внешнее продольное сдвигающее напряжение в контакет от воздействия расчетных нагрузок, определенных с учетом нелинейной работы стыкового соединения.
.
определяется в зависимости от значения и характерараспределения продольного сдвигающего усилия по длине контакта. β – отношение равнодействующего сдвигающего напряженияв бетоне выше плоскости контакта. К полному значению равнодействующего сжимающего продольного усилия Vsd в наиболее напряженном сечении. Vsd – расчетная поперечная сила в рассматриваемом сечении. Z – плечо
внутренней пары сил в сечении Z=0,85 – для жб конструкции при изгибе; Z=0,8 – для бетона; b1 – ширина контакта между монолитного бетона и сборных элементов.
C – зависит от вида поверхности; υ – коэффициент трения; - нормальное напряжение, вызванное внешним усилием, приложенным перпендикулярно к
поверхности контакта; - процент армирования; As – площадь сечения поперечной арматуры в стыке;Aj –площадь поверхности контакта; α – угол наклона поперечной арматуры, принимается в интервале больше 45 град. но меньше 90 град. При расчете по 2 предельному состоянию следует учитывать дополнительное напряжение и деформации, вызванные усадкой и ползучестью бетона в сборно-монолитной конструкции.
43.Типы безбалочных покрытий. Особенности их конструктивных решений.
Безбалочные железобетонные перекрытия бывают трех типов: сборные, монолитные и сборно-монолитные.
Особенностью без балочного перекрытия является непосредственно операние плиты на капители колонн. Их применяют в производ. зданиях с временной нагрузкой на перекрытие ( 10 кН/м2 и более), а так же в обществ. зданиях.
Преимущество без балочного перекрытий в сравнении с балочным
44.Безбалочные сборные перекрытия.Их конструктивное решение и схемы армирования.
Сборные безбалочные перекрытия монтируется из трех элементов:
капитель, надколонная и пролетная плита.
Пролетная плиты опираются на полки надколонной плиты, надколонные плиты опираются на капители соединенные с помощью сварки и омоноличеваются бетоном. Создавая не разрезную конструкцию, нагрузка от всех 3-х элементов передается на колонну.
рис 1 Схема перекрытия
1-коллона
2-капитель
3-надколонная плита
4-пролетная плита
рис 2 Вид сверху
Экспериментальные исследования безбалочных перекрытий показали, что надколонные панели в поперечном направлении обладают небольшой деформативностью, и продольная рабочая арматура может в них располагаться по всему поперечному сечению равномерно.
Капители рассчитывают в обоих направлениях на нагрузку от опорных давлений и моментов надколонных плит. Расчетную арматуру укладывают по верху капители стенки капителей армируют конструктивно т.к. они в основном испытывают сжимающее напряжение.
45.Основные положения расчета безбалочных сборных перекрытий.
Надколонные плиты имеют опорные и пролетные моменты благодаря их соединению с помощью сварки, они являются неразрезныными, т.е. статически неопределимыми и будут рассчитываться как многопролетные неразрезнве балки. учитывая что сетка колон в этих перекрытиях преимущественно 6*6, 6*9, 9*9 (12*12). пролетная плита будет иметь соотношение сторон меньше 2 она будет свободна оперятся по всем 4 сторонам и будет рассчитываться , как работающая в 2-ух направлениях.
Капители рассчитываются как консоли колонн, их назначение обеспечить жесткость сопряжения перекрытия с колоннами, уменьшить размер расчетных пролетов, создать опору для панелей.
46.Типы капителий их назначение и армирование.
Для опирания безбалочной плиты на колонны в производственных зданиях применяют капители трех типов :тип I — при легких нагрузках, типы II и III — при тяжелых нагрузках.
Назначение капителей:
Капители рассчитывают в обоих направлениях на нагрузку от опорных давлений и моментов надколонных плит. Расчетную арматуру укладывают по верху капители стенки капителей армируют конструктивно т.к. они в основном испытывают сжимающее напряжение.
47.Конструктивные решения монолитных безбалочных перекрытий.
Монолитные безбалочные перекрытия представляют собой плоскую сплошную плиту, которая опирается непосредственно на колонны. В местах сопряжения с плитой колонны усиливают капителями. По контуру здания плита безбалочного перекрытия может опираться на несущие стены, контурные балки или консольно выступать за капители крайних колонн. Эти перекрытия ввиду гладкой поверхности потолка находят применение в помещениях общественных зданий, складах, холодильниках, а также в больших резервуарах.
1-несущая стена
2-плита перекрытия
1-Колонна
2-капитель
3-плита
Назначение капителей:
48.Особенности расчета и схемы армирования элементов монолитных безбалочных покрытий.
Конструкция рассматривается как система рам с жесткими
узлами, расположенных в двух взаимно перпендикулярных
направлениях.
В монолитной конструкции каждая рама образуется колоннами
и полосой перекрытия, равной по ширине расстоянию между
серединами двух пролетов, прилегающих к соответствующему ряду
колонн.
Раму в начале рассчитывают на невыгодные комбинации постоянных и временных нагрузок по упругой схеме.ю затем строят объемную эпюру эп. моментов и производят и производят их перераспределение, т.е в расчетах использую метод придельного равновесия, аналогично расчету второстепенной балки.
В монолитном безбалочном перекрытии производится расчет на продавливания плиты по периметру капители и расчет на излом плиты вдоль и поперек перекрытия. Расчет плиты так же производится методом придельного равновесия, рассчитываются наиболее опасные загружения: полосовой нагрузки через пролет и сложной нагрузки по всей площади.
В этих 2-ух схемах загружения рассматриваются так же 2-е схемы расположения линейных пластических шарниров.
l,ll-жесткие звено
1-опорная линия пластичности (шарниры)
2- пролетный плпстичный шарнир
49.Сборно-монолитные безбалочные покрытия,особенности их конструктивных решений и расчета.
Сборно-монолитные перекрытия работают подобно монолитным, но для их возведения не требуется сборных лесов и опалубки. Эти прекрытия устраивают по сборным панелям надколонным и пролетным. Надколонные панели в этих перекрытиях опираются непосредственно на капители колонн.
Расчет производится в 2 этапа: до набора бетоом заданой просности и после.
Расчитываются эти перекрытия по двум группам предельных состояний , учитывая 2 стадии работы:
1-ая стадия – до начала набора бетоном , уложенного на месте возведения конструкции, заданой прочности на воздействия от монтажных нагрузок и массы этого бетона;
2- ая стадия – после набора бетоном заданой прочности на нагрузки, действующие на данном этапе возведения и эксплуатационной нагрузки.
Расчет по 1-ой группе предельных состояний предусматривает определение прочности нормальных и наклонных сечений элементов; расчет по прочности стыкового соединения.
Расчет по 2-ой группе предельных состояний производится по трещиностойкости и прогибам.
При расчете по 1-ой группе предельных состояний в сжатой зоне сечения находится бетон разных классов, в расчете вводится сечение , приводимое к одному классу.Если деформации сборно-монолитной конструкции учитывают различные деформации допускается приводить их к однородному сечению, используя отношение их модулей упругости : αE=Ecm2/Ecm1 (вначале альфа , а не А!!).
Прочность стыковых соединений при продольном сдвигу должна удовлетворять условию: τsd,γ≤τrd,γ
τsd,γ=(β*Vsd)/(Z*b1)
τsd,γ определяется в зависимости от значения и характера распределения продольного сдвига , усилия по дл. контакта.
β- отношение равнодействующего сжимающего напряжения в бетоне …плоскости контакта к полному значению равнодействующего сжимающего продольного усилия Vsd в наиболее напряженном сечении.
Vsd- расчетная поперечная сила в рассматриваемом сечении.
Z-плечо внутренней пары сил.
Z=0.85d-для Ж/Б конструкций,изгибающих.
Z=0.8- для бетона.
b1-ширина контакта между монолитным бетоном и сборным элементом.
τrd,γ=С*fctd+μ*σN+ρ1*fyd*(μ*sinα+cosα)
τrd,γ≤0.5*γfck/γc
ρ1=As/Aγ
45°<α≤90°
При расчете по 2-ой группе предельных состояний следует учитывать дополнительное напряжение и деформации , вызванные усадкой и ползучестью бетона в сборно-монолитных конструкциях.
50.Конструктивные особенности и принципы расчета перекрытий с использованием стального профилированного настила(СПН)
Монолитные железобетонные перекрытия со стальным профилированным настилом рекомендуется применять при возведении многоэтажных производственных и общественных зданий в широком диапазоне нагрузок при нестандартных шагах и пролетах конструкций, большом числе проемов и отверстий, при реконструкции зданий и устройстве рабочих площадок, а также при строительстве зданий в районах, недостаточно обеспеченных сборным железобетоном.Не допускается использовать стальной профилированный настил в качестве внешней арматуры железобетонной плиты при повышенной влажности и химической агрессии среды, а также при динамических воздействиях . Стальной профилированный настил, используемый в качестве арматуры железобетонной плиты, должен быть оцинкованным, обетонированным или иметь другое покрытие,обеспечивающее его коррозионную стойкость.
Для монолитных железобетонных плит, выполняемых по СПН, можно
применять тяжелые бетоны на обычном или мелкозернистом заполнителе класса выше С12/15.
В качестве внешней арматуры монолитных железобетонных плит рекомендуется использовать стальной профилированный настил с выштампованными рифами.
1-металлический прогон, 2-стальной профилированный настил,3-монолитная плита,4-анкер,5-металлическая сетка.
Плита в этом перекрытии может опираться на металлические прогоны или на Ж/Б балки.
При опирании плиты на стальные прогоны , их совместную работу обеспечивают анкера.В качестве анкерных устройств рекомендуются вертикальные стержневые анкеры из арматурной стали, привариваемые в процессе монтажа через лист настила к верхней полке стального прогона . Для монолитной плиты используется бетон класса не ниже С12/15 или бетоны на легких заполнителях.
Совместная работа настила и монолитного бетона плиты обеспечивается рифлением на боковых граняфх настила,благодаря которым образуются шпоночные соединения.Толщина бетонно полки плиты hf’ минимально = 30мм,при отсуствии бетонной стяжки – 50 мм. Толщина плиты расчитывается из расчета по прочности и трещиностойкости. В расчетах плиту можно представить как однопролетную балку, если в ней отсуствует гибкая арматура в в иде сетки (5) или многопролетную неразрезную конструкцию при наличии сетки в полке плиты.
При проектировании монолитных железобетонных плит с применением СПН расчет выполняют для двух стадий работы: возведения и эксплуатации.
В стадии возведения несущей конструкцией является стальной профилированный настил. При расчете определяют его прочность и жесткость как для стального тонкостенного изгибаемого элемента, работающего на нагрузку от собственной массы настила, массы свежеуложенного бетона и монтажной нагрузки, включающей массу оборудования и людей в процессе возведения перекрытия.
Прочность СПН проверяют для опорных и пролетных сечений. В стадии эксплуатируемой несущей конструкции является Ж/Б плита, у которой внешней арматурой является СПН.
Расчет Ж/Б плиты в случае , когда ее рассматривают как многопролетную неразрезную балку , выполняют методом перераспределения усилий в соответствии с требованиями трещиностойкости, рассматривая нормальные и наклонные сечения.
Расчет по трещиностойкости выполняется в случае установки сетки в верхней зоне плиты.
Ширина трещин определяется над установленной сеткой в верхней зоне сечения плиты над опорами. В нижней зоне сечения расчет трещиностойкости не производится, так как нижняя часть плиты окаймлена СПН.
Стальные прогоны в системе монолитного перекрытия рассматриваются как комбинированные балки и их расчет также выполняют для двух стадий работы : возведения и эксплуатации.
До набора бетоном заданой прочности, то есть в стадии возведения, комбинированную балку рассчитывают как стальную конструкцию.
В стадии эксплуатации как стальную конструкцию расчитывают прогон на воздействие монолита и растягивающей силы, а полка плиты в комбинированной балке расчитывается на внецентренное сжатие как Ж/Б элемент по нормальному сечению , также на действие изгибающего момента и осевое сжатие.
51.Основные типы фундаментов,применяемых в строительной практике.
СТОЛБЧАТЫЕ ФУНДАМЕНТЫ
Наиболее распространенные и дешевые -столбчатые фундаменты. Особенно эффективны столбчатые фундаменты в пучинистых грунтах при их глубоком промерзании. Столбчатые фундаменты подводят под дома с легкими стенами (деревянные рубленые, каркасные, щитовые). Этот тип фундаментов по расходу материалов и трудозатратам в 1,5-2 раза экономичнее ленточных. Столбы возводятся во всех углах, местах пересечения стен, под простенками, под опорами тяжело нагруженных прогонов и других точках сосредоточения нагрузок. Расстояние между столбами принимается 1,2–2,5 м. По верху столбов должны быть уложены обвязочные балки для создания условий совместной их работы. При расстояниях между столбчатыми (отдельно стоящими) фундаментами больше 2,5–3 м по верху укладываются более мощные рандбалки (железобетонные, металлические).
Минимальное сечение фундаментных столбов принимается в зависимости от того, из какого материала они изготовлены (бетон – 400 мм; бутобетон – 400 мм; кладка из естественного камня – 600 мм, из бута-плитняка – 400 мм, из кирпича выше уровня земли – 380 мм, а при перевязке с забиркой – 250 мм).
Рис.1 Столбчатый фундамент
а) - план фундамента, б) - сечение по цоколю.
1 - Бутовый столб; 2 - зазор 50 мм; 3 - отмостка;4 - гидроизоляция;5 - рядовая перемычка; 6 - горбыль;
ДОСТОИНСТВА
- экономичны;
- не трудоемки.
НЕДОСТАТКИ
- недостаточная устойчивость в горизонтально подвижных грунтах;
- ограниченное применение на слабонесущих грунтах при строительстве зданий с тыжелыми стенами;
- сложность с устройством цоколя.
ЛЕНТОЧНЫЕ ФУНДАМЕНТЫ
фундаменты, возводимые непосредственно под стены дома или под ряд отдельных опор. В первом случае они имеют форму непрерывных подземных стен, во втором v состоят из железобетонных перекрестных балок
Ленточные фундаменты подводят под дома с тяжелыми стенами (бетонными, каменными, кирпичными и т. п.) или с тяжелыми перекрытиями. Их закладывают под все наружные и внутренние капитальные стены. Наличие под домом подвалов, теплых подполий, гаража или цокольного этажа делают просто необходимым выбор именно этого типа фундамента.
Для этого типа фундамента характерны большие объемы земляных работ и используемых материалов, значительный вес и трудоемкость возведения. Несмотря на это, ленточные фундаменты получили довольно широкое распространение, в основном благодаря простой технологии.
Ленточные фундаменты бывают МОНОЛИТНЫМИ и СБОРНЫМИ.
Для сооружения ленточных монолитных фундаментов на дне котлована выставляется опалубка (деревянная), арматура, листы теплоизоляции и между стенками опалубки заливается бетон. Для снижения потери при обогреве дома в такие фундаменты закладывается утеплитель (керамзит, минераволатные плиты, пенопласт).
Сборные ленточные фундаменты состоят из крупных фундаментных бетонных или железобетонных блоков.
ДОСТОИНСТВА ленточных монолитных:
- прочность;
- надежность;
- могут быть использованы для зданий любой формы;
ДОСТОИНСТВА ленточных из железобетонных блоков:
- значительное сокращение сроков возведения;
- простота сооружения
НЕДОСТАТКИ всех ленточных:
- увеличение срока строительства за счет производства земляных работ, заполнения бетоном опалубки;
- массивны;
- не экономичны;
- трудоемки;
НЕДОСТАТКИ ленточных из железобетонных блоков:
- менее практичны (пропускают воду в местах своего соединения);
- пригодны для зданий простых форм (при сложных архитектурных формах блоки, выпускаемые стандартных размеров, приходится обрезать).
ПЛИТНЫЕ ФУНДАМЕНТЫ
фундаменты, сооружаемые под всей площадью здания. Представляют собой сплошную или решетчатую плиту, выполненную из монолитного железобетона либо из сборных перекрестных железобетонных балок с жесткой заделкой стыковых соединений.
Фундаменты плитные и из перекрестных лент возводят из монолитного железобетона с целью придания фундаменту пространственной жесткости. Необходимость в этом возникает при строительстве на неравномерно и сильно сжимаемых грунтах, например, на насыпных (песчаных подушках, слежавшихся свалках, сильно пучинистых грунтах и т. п.).
Устройство плитного фундамента связано с довольно большим расходом материалов (бетона и металла) и может быть целесообразно при сооружении небольших и компактных в плане домов или других построек, когда не требуется устройство высокого цоколя, и сама плита используется в качестве пола (например, гаражи, бани и т. п.). Для домов более высокого класса чаще устраивают фундаменты в виде ребристых плит или армированных перекрестных лент
Сооружают на тяжелых пучинистых и просадочных грунтах.
Плитный фундамент наиболее приемлем при слабых неоднородных грунтах с высоким уровнем грунтовых вод, а также в случаях, когда нагрузка, приходящаяся на фундамент, велика, а грунт основания недостаточно прочен.
Такие конструкции способны выравнивать вертикальные и горизонтальные перемещения грунта (плавающие фундаменты v их второе название).
а - сплошная фундаментная плита из монолитного железобетона;
б - сборно-монолитная фундаментная плита;
1 - грунт основания; 2 - подушка из песка или щебня толщиной 100-200 мм; 3 - монолитная железобетонная плита толщиной 200-250 мм; 4 - гидроизоляция которую клеят в два слоя; 5 - 60-80 мм, составляет защитный слой из бетона; 6 - выравнивающая цементно-песчаная стяжка под полы толщиной 20-25 мм; 7 - дорожная железобетонная плита
ДОСТОИНСТВА
- простота сооружения;
- возможность их выполнения в тяжелых пучинистых, подвижных и просадочных грунтах.
НЕДОСТАТКИ
- достаточно дороги (из-за большого расхода бетона и металла на арматуру).
СВАЙНЫЕ ФУНДАМЕНТЫ
фундаменты, состоящие из отдельных свай, перекрытых сверху бетонной или железобетонной плитой или балкой (ростверком).
Свайные фундаменты являются очень дорогими и трудоемкими в выполнении.
Свайный фундамент используется в случаях, когда на слабый грунт необходимо передать большие нагрузки.
По типу материала сваи могут быть деревянными, бетонными, железобетонными, стальными и комбинированными.
По методу изготовления и погружения в грунт сваи подразделяются на забивные (опускаемые в грунт в готовом виде) и набивные (изготовляемые непосредственно в грунте, в пробуренных каналах).
По типу поведения в грунте выделяют сваи-стойки, имеющие под собой прочный грунт и передающие на него давление, и висячие сваи, используемые в случаях, когда глубина залегания прочного грунта достаточно велика .
Рис.4. Свайные фундаменты
а - с высоким сборным ростверком; б -с низким монолитным ростверком; 1-железобетонная свая; 2 - грунт; 3 - цокольная панель; 4 - сборный железобетонный оголовник; 5 - плита перекрытия подвальной части здания
ДОСТОИНСТВА
- дают меньшую усадку;
- экономичны (снижают расход материалов, например, бетона v на 40%25);
- менее трудоемки (при их сооружении значительно уменьшается объем земляных работ);
- возможность сооружения на грунтах, обладающих низкой несущей способностью.
НЕДОСТАТКИ
- необходимость использования специальной техники.
52.Конструктивные решения отдельно стоящих сборных и монолитных фундаментов.
Отдельные фундаменты устраивают под колонны, опоры балок, ферм (и других элементов промышленных и гражданских зданий и сооружений. При небольших нагрузках и прочных грунтах возможно устройство отдельных фундаментов и под стены (см. рис.1).
Отдельные фундаменты представляют собой кирпичные, каменные, бетонные или железобетонные столбы с уширенной опорной частью. Отдельные фундаменты могут выполняться в монолитном и сборном варианте. Каменные и бетонные отдельно стоящие фундаменты устраиваются монолитными и проектируются как жёсткие. Фундаменты имеют наклонную боковую грань или, что чаще, уширяются к подошве уступами, размеры которых определяются углом жёсткости α, т.е. предельным углом наклона, при котором в теле фундамента не возникает растягивающих напряжений (см.рис.2). В зависимости от материала, марки раствора или класса бетона, а также давления на грунт угол α составляет 30°...40°.
Железобетонные фундаменты выполняются монолитными или сборными и проектируются как конструкции на сжимаемом основании. Сечения и арматура таких фундаментов подбираются с соблюдением требований, предъявляемым к железобетонным конструкциям.
Монолитные железобетонные фундаменты состоят, как правило, из плитной части ступенчатой формы и подколонника. Сопряжение сборных колонн с фундаментом осуществляется с помощью стакана (фундаменты стаканного типа), монолитных колонн - соединением арматуры колонн с выпусками из фундамента, а стальных колонн - креплением башмака колонны к анкерным болтам, забетонированным в фундаменте (см. рис.3). Сборные железобетонные фундаменты под колонны проектируются из одной или нескольких фундаментных плит, уложенных друг на друга на цементном растворе. Сверху плит устанавливают подколонник, а при необходимости и дополнительные опоры под рандбалку (рис.4,а).
Сборные фундаменты, составленные из нескольких рядов железобетонных плит, требуют повышенного расхода арматуры, что связано с необходимостью армирования плит каждого ряда на усилия, возникающие при их транспортировке и монтаже. Поэтому в тех случаях, когда это возможно, сборный фундамент устраивают из одного элемента (рис.4,б) или переходят на монолитный вариант фундамента.
Рис 1 – Отдельностоящие фундаменты.
а – план, б- разрезы.
1- фундамент, 2- цокольная панель, 3- ригель, 4- панель стены, 5- колонна, 6 – настил,
В- сборные
Бетонные элементы фундаментов : 1- колонна,2-стакан,3-подколонник,4-траверса,5-фундаментная подушка,
Г-варианты отдельностоящих фундаментов: 1-бетонный,2-бутобетонный,3-бутовый,4-деревянный
Д-столбчатые фундаменты малоэтажных зданий.
53.Расчет отдельного центрально-нагруженного фундамента под монолитную колонну.
Определение размеров фундамента в плане
Размеры фундамента в плане определяют из расчета оснований по деформациям. При этом должно соблюдаться условие:
где Р – среднее давление на грунт;
R – расчетное сопротивление грунта.
Расчет ведется методом последовательного приближения. В первом приближении определяют размеры подошвы фундамента по условному расчетному сопротивлению грунта R0. Площадь подошвы фундамента определяем по формуле:
(54)
где нормативное продольное усилие от колонны, кН
средний удельный вес материала фундамента грунта на его уступах, кН/
H – глубина заложения фундамента, м
Нормативное продольное усилие от колонны:
(55)
Глубина заложения фундамента: Н=hbd+hcт
Размеры подошвы фундамента (фундамент квадратный, то есть центрально нагруженный): .
Расчет тела фундамента
Высоту фундамента определяют из условия его прочности на продавливание в предположении, что продавливание происходит по поверхности пирамиды, боковые стороны которой начинаются у колонны и наклонены под углом к вертикали. Необходимо, чтобы контур фундамента охватывал пирамиду продавливания.
Рабочая высота центрально-нагруженного фундамента:
(56)
где размеры сечения колонны;
расчетное сопротивление бетона растяжению;
Р – давление на грунт без учета веса фундамента и грунта на его ступенях
(57)
Определяем :
(58)
где с – толщина защитного слоя (с=80мм при отсутствии бетонной подготовки)
Поскольку фундамент не имеет поперечной арматуры, высота ступени должна быть проверена на прочность по наклонному сечению по условию восприятия поперечной силы бетоном:
(59)
где длина проекции рассматриваемого наклонного сечения, значение которой определяем по формуле:
(60)
- необходимо чтобы это условие выполнялось.
Армирование фундамента выполняется сварными сетками из арматуры класса S400 в обоих направлениях.
Площадь арматуры определяют из расчета на изгиб консольного выступа плитной части фундамента от действия давления грунта в сечениях, на грани колонны и на гранях ступеней.
Изгибающие моменты в расчетных сечениях:
Площадь сечения рабочей арматуры:
, ,
По наибольшей площади сечения арматуры принимаем арматуру.
Рисунок 44
Рис. 10.3. К расчету отдельных центрально нагруженных фундаментов:
1 — пирамида продавливания
54.Расчет отдельного внецентренно-нагруженного фундамента стаканного типа под сборную колонну.
Фундаменты под внецентренно сжатые колонны испытывают воздействие нормальной силы N, изгибающего момента М и поперечной силы V (рис. 10.4,а). При небольших моментах фундаменты проектируют квадратными в плане, при значительных — прямоугольными с большим размером в плоскости действия момента.
Рис. 10.4. Отдельный внецентренно нагруженный фундамент
Расчет делится на 2 части :
Высота фундамента : hbd ≥ 0.33*lc+50; ≤ 1.2
hbd ≥ 1.5*lc; ≤ 1.2
Hf = hbd+hcт
Сравниваем полученую высоту фундамента с высотой фундамента, назначеной из расчета глубины промерзания и за основу принимаем наибольшее. Размеры подколонника назначаем с учетом конструктивных требований соблюдая кратность 300.
lp=lc+2*75+2*δ
bp=bc+2*75+2*δ
hp=Hf-h
1-ая часть – γf=1.4. Нормативные значения усилий определяют у подошвы фундамента.
2-ая часть – расчет тела фундамента. Коэфициенты безопасности >1. Размеры подошвы фундамента определяем методом последовательных приближений.
Af = Nsk(tot)/(0.2*R0-γf*df)
0.6-0.85=bf/lf=m
Lf=√(Af/m)
Эпюра А – в промышленных зданиях с момтовыми кранами грузоподъемностью более 75 тонн.
Эпюра Б – грузоподъемностью менее 75 тонн.
Эпюра В – в зданиях без мостовых кранов допускается выключение из работы части подошвы фундамента , которая составляет ≤0,25 от его длины
Pmaxmin=Nsk,tot/Af ± Msk/Wf + γm*df
Wf=bf*lf2/6
Msk,tot=Msk,col+Vsk*Hf
Pm(0)=(Pmax + Pmin)/2
Pmax ≤ 1.2R Pm(0)≤R
Если эти условия не выполняются , то необходимо изменить соотношение сторон фундамента или увеличить размеры подошвы фундамента.
Расчет прочности плитной части фундамента производят на основное сочетание нагрузок при коэфициенте безопасности > 1. Первоначально определяем площадь сечения арматуры у подошвы фундамента , для чего определяют расчетные сечения как в консольной балке защемленной в теле фундамента и работающей на изгиб от реактивного отпора грунта . Расчетные сечения выполняют по грани колонны (1-1) и по уступам фундамента , для чего предварительно определяют напряжение в грунте при расчетных нагрузках без учета собственного веса грунта на его уступах. Определения проводят на уровне подошвы фундамента.
Pmaxmin=Nsd,tot/Af ± Msd/Wf
Pm(0)=(Pmax + Pmin)/2
P1-1=Pmin+(Pmax-Pmin)(lf-lc)/2lf
P2-2=Pmin+(Pmax-Pmin)(lf-l1)/2lf
M1-1=(P1-1+2Pmax)(lf-lc)2 * bf/24
M2-2=(P2-2+2Pmax)(lf-l1)2 * bf/24
Asti=Msdi/(0.9*di*fyd)
За основу принимаем наибольшую плошадь сечения арматуры. Арматура расчитывается в 2-ух направлениях, большей и меньшей стороны. В сетке она является рабочей в двух направлениях .
Расчет на продавливание , в котором уточняем назначенную высоту фундамента из условия промерзания .
Если Vsd ≤ Vrd,ct – арматура не требуется.
Если Vsd > Vrd,ct – увеличиваем высоту ступени.
Сечение 3-3 является коробчатым , которое приводим к двутавровому . Расчитываем на внецентренное сжатие и определяем площадь продольной арматуры стакана.
Норм.силы и изгиб в этих сечениях определяют по комбинации усилий, действующих в колонне на уровне верха стакана.
M3-3=Msd+Vsd*hст
M3-3=Nsd+G
G – нагрузка от подколонника и части колонны в нем.
Для расчета поперечной арматуры стакана рассматриваем наклонные сечения. Этосечение проводим если e=Msd/Nsd > lc/2 , тогда
M’k(5-5)=0.8(Msd+Vsd*hстак-N*lc/2)
Если lc/2 > l > lc/6 , то расчетное сечение пройдет через К и угловую точку (сечение 6-6)
Mk(6-6)=M+V*hстак- 0,7N*l
Если е находится в ядре сечения,то поперечная арматура не расчитывается и принимается конструктивно.
В остальных случаях :
Asw=Mki/fywd*∑z (сверху над суммой – n , а снизу – i=1)
Расчет подколонника завершается компановкой.
55.Принципы конструирования и расчеты арматуры подколонника монолитного фундамента под сборную колонну.
Монолитные столбчатые плитные ф. проектируют под сб. и монол. колонны. Эти фунд-ты вып. из бетона класса С 16/20, при соответствующем обосновании возможно С 12/15.
Фунд-т устр-ся на песчано-гравийную подготовку толщиной не менее 100 мм. Фунд-ты армируют плоской сварной сеткой, распол. в подошве фунд-та класса S500. Защ.слой – 45 мм (на бет. подготовке), 80мм – если без бет.подготовки.. Диаметр арматуры зав.от нагрузки и размеров подошвы. Минимальный диаметр 12 мм.
Из условия вып-я работ нулевого цикла отметку верха фунд-та приним.на 150 мм ниже уровня планировки.
Для заделки колонны в фунд-ты устр.стаканы, глубина кот.принимается равной глубине заделки колонны + 50 мм для рихтовочного подстил.слоя раствора.
Глубина заделки колонны д. удовлетворять треб-ям анкеровки ее раб. арматуры. hbd = 30+50 и жесткому защемлению hbd = (1…1,5)lc + 50 (выб. мах значение из 2)
Толщина дна стакана д.б. не менее 200 мм. Зазор м/д колоннами и стенками стакана : 75 мм сверху и 50 мм снизу и сбоку.
Толщина стенки стакана по верху - не менее 0,75h2 или 0,75hbd + n 200мм.
Высота ф-та назн. в зав-ти от его заглубления, кот. в свою очередь зав.от грунтовых условий, уровня грун. вод, расположения близлежащих ф-тов, заделки колонны в ф-т и требуемой толщины плитной части.
В зав. от высоты ф-та под колонны они м.б. одно-, двух-, трехступенчатыми.
1 - Hf 0,4 м
2 – 0,45 < Hf 0,9 м
3 – Hf > 0,9 м.
Высоту ступеней и высоту ф-та рек-ся назн. кратными 300 мм.
Сборные колонны жестко заделывают в специальные гнезда — стаканы, оставляемые в фундаменте при бетонировании. Закрепление колонн в стакане осуществляют посредством заливки цементного раствора между стенкой и колонной.
Расчет фундамента состоит из двух частей: расчета основания (определяют форму и размеры подошвы) и тела фундамента (высоту фундамента, размеры его ступеней и сечения арматуры).
Железобетонные подколонники необходимо армировать продольной и поперечной арматурой по рисунку 2.
В железобетонных внецентренно сжатых подколонниках площадь сечения арматуры с каждой стороны (Аs и Аsw) должна быть не менее 0,15 % от площади поперечного сечения подколонника.
Поперечную арматуру необходимо назначать с учетом условия .
В случае действия нормальной силы в пределах ядра сечения (е lc/6) поперечное армирование подколонника назначается конструктивно.
Площадь поперечной арматуры подколонника (см. рисунок 2) в сечениях III-III или III′-III′ следует определять по расчету на моменты Мk и Мk1 от действующих сил относительно оси, проходящей через точку k или k1 поворота колонны в плоскостях х-х (вдоль стороны lc) и у-у (вдоль стороны bc) по формулам:
|
при |
||
|
при |
где N, M, Q — нормальная сила, кН, изгибающий момент по оси х или у, кН м, и горизонтальная сила по оси х или у, кН, на уровне обреза фундамента;
е, lc, hQ — см. рисунок 2, м.
При одинаковых диаметрах и классах стали площадь сечения поперечной рабочей арматуры Asw каждой сварной сетки определяется:
при
при
где е, lc, zi — см. рисунок 2, м;
fywd — расчетное сопротивление поперечной арматуры, МПа.
Стенки стакана допускается не армировать, если их толщина поверху более 200 мм и более 0,75 высоты верхней ступени или глубины стакана, которая должна быть меньше, чем высота подколонника.
Проверка прочности дна стакана подколонника производится расчетом на местное смятие от торца колонны по СНБ 5.03.01.
Рисунок 2 — Расчетная схема стаканной части фундамента:
а) в случае высокого подколонника;
б) при заглублении стакана в плитную часть фундамента
56.Ленточные фундаменты под несущие стены. Принципы расчета и конструирование элементов фундамента.
Фундаменты под несущие стены проектируют преимущественно сборными. Они состоят из блоков-подушек трапецеидального сечения и фундаментных блоков прямоугольного сечения. По конструкции блоки-подушки могут быть сплошными (а), ребристыми (б), пустотными Они могут быть постоянной и переменной толщины Укладывать их можно вплотную друг к другу или с зазорами (в)
Рассчитывают только подушку, выступы которой работают как консоли, загруженные реактивным давлением грунта р. Массу подушки и грунт на ней расчетом не учитывают. Ширину подушки фундамента определяют делением нормативной нагрузки N на расчетное сопротивление грунта Rg на длине участка l, на котором производят расчет b = N/(Rg*l), исходя из гипотезы линейного распределения расчетного сопротивления грунта по подошве подушки. Если полученная ширина подушки окажется меньше, чем соответствующая ширина подушки из каталога, то рекомендуется применять последнюю. В этом случае подушки следует укладывать с раздвижкой (в)
a = l(b-bf)/b , где a — расстояние между блоками, l — длина блока, Ь — ширина блока, bf — требуемая ширина подушки по расчету
Сечение арматуры подушки подбирают но моменту М = 0,5pl2,
где 1 — вылет консоли подушки (в)
Высоту подушки подбирают по расчету на поперечную силу Q = pl.
Высоту подушки Н принимают из расчета, чтобы не требовалось постановки поперечной арматуры, но не менее 200 мм Армируют подушки сварными сетками, стержневой предварительно напряженной арматурой или предварительно напряженными элементами. При вылете консоли подушки с > 750 мм половину рабочей арматуры рекомендуется обрывать на расстоянии а = 0,5 l-20d от конца консоли подушки ленты.
57.Ленточные фундаменты под рядами колонн и методы их расчета
Их выполняют обычно монолитными, таврового сечения с полкой понизу. В продольном направлении отдельная лента работает на изгиб, как балка, находящаяся под воздействием сосредоточенных нагрузок от колонн и отпора грунта снизу. Ребра армируют подобно неразрезным балкам. Продольную арматуру определяют расчетом прочности нормальных сечений на изгибающий момент, поперечную — расчетом наклонных сечений на поперечную силу. Фундаменты армируют сварными или вязаными каркасами. При армировании сварными каркасами в ребре должно быть не менее двух каркасов при b<400мм, не менее трех — при b=400...800 мм и не менее четырех—при b>800 мм. Плоские каркасы объединяют в пространственные. Для этого к верхним продольным стержням приваривают соединительные стержни или на них укладывают сварные сетки.
Поскольку в процессе возведения и эксплуатации сооружения возможно неравномерное загружение фундамента и его неравномерная осадка, в ребрах укладывают непрерывную продольную верхнюю и нижнюю арматуру в количестве ц=0,2...0,4 %.
Свесы полок тавра работают под воздействием отпора грунта как консоли, защемленные в ребре. Толщину полки назначают из условия, чтобы в ней не требовалась арматура для воспринятия поперечной силы. Для армирования полок целесообразно применять сварные сетки с рабочей арматурой в двух направлениях. При этом поперечные стержни используют как арматуру полки, а продольные включают в площадь нижней рабочей арматуры.
При расчете фундаментные ленты большого поперечного сечения и сравнительно малой длины при небольших расстояниях между колоннами можно считать абсолютно жесткими, поскольку деформации конструкции малы по сравнению с деформациями основания. Распределение давления по подошве таких фундаментов можно приближенно принимать по линейному закону.
Абсолютно жесткий ленточный фундамент рассчитывают как статически неопределимую балку, на которую сверху действует нагрузка от колонн, а снизу — реактивный отпор грунта. Размеры площади подошвы фундамента в этом случае устанавливают как для фундаментов, нагруженных внецентренно (или центрально) вдоль ленты. При симметричном загружении ленты вдоль ее оси эпюра давления на грунт имеет вид прямоугольника, при несимметричном — трапеции.
Фундаментные ленты большой длины, загруженные колоннами, расположенными на значительных расстояниях, считаются гибкими, поскольку их перемещения соизмеримы с перемещениями основания. Железобетонные гибкие ленточные фундаменты рассчитывают как балки на упругом основании. При этом широкое применение нашли два метода расчета. Метод, основанный на гипотезе Винклера, предполагает, что величина осадки в какой-либо точке основания прямо пропорциональна давлению, приложенному к этой точке и не зависит от осадки других точек. Согласно другому методу грунт рассматривают как однородное упругое тело, бесконечно простирающееся вниз и в стороны и ограниченное сверху плоскостью. Такое основание принято называть упругим полупространством.
58.Область применения и конструктивные решения сплошных фундаментов.Особенности расчета сплошных фундаментов.
Сплошные фундаменты представляют собой сплошную безблочную или ребристую железобетонную плиту под всей площадью здания (рис. 1).
Сплошные фундаменты устраивают в случаях, когда нагрузка, передаваемая на фундамент, значительна, а грунт основания слабый. Эта конструкция особенно целесообразна, когда необходимо защитить подвал от проникновения грунтовых вод при высоком их уровне, если пол подвала подвергается снизу большому гидростатическому давлению. Плитный (сплошной) фундамент является самым дорогим видом фундамента. Все это потому, что в процессе его возведения необходимо большое количество арматуры и бетона.
Плитный фундамент обладает высокими показателями несущей способности. Благодаря большой площади плитного фундамента и наличию пространственного армирования, в нем значительно снижается давление основы на грунт (около 0,1 кг/см2). Более того, устройство подобного типа фундамента позволяет с легкостью переносить переменные нагрузки, которые возникают в разнообразных подвижках грунта.
Толщину плит рекомендуется принимать не менее 50 см и не более 200 см, класс бетона — не менее с16/20, армирование — не менее 0,3 %.
Существуют конструкции фундаментов (см. рис. 2) в виде железобетонных монолитных плит, которые бывают безбалочные и ребристые.
Рис. 3. Схема армирования монолитной плиты: 1 — арматурные стержни S400, d 12—16 мм; шаг 200 мм; 2 — арматурные стержни S400, d 8 мм, шаг 400*400 мм; 3 — защитный слой бетона толщиной 35 мм
Сплошной фундамент является гибким основанием, который обладают способностью изгибаться в одном или обоих направлениях подошвы. Реактивные давления по подошве определяются исходя из совместной работы фундамента и основания и зависят от прогиба фундамента
При расчете гибких фундаментов совместно с грунтовым основанием применяются две теории:
- теория местных упругих деформаций, основанная на гипотезе Винклера-Циммермана;
- теория общих упругих деформаций, основанная на гипотезе упругого полупространства.
Теория местных упругих деформаций основана на гипотезе прямой пропорциональности между давлением и местной осадкой:
где s - упругая осадка грунта в месте приложения давления интенсивностью p в рассматриваемой точке; ks - коэффициент упругости основания, именуемый "коэффициентом постели".
Из приведенного выражения следует, что осадка поверхности основания возникает только в месте приложения давления pи поэтому модель грунта можно представить в виде совокупности отдельно стоящих пружин. (рис4)
Рис.4. Деформация поверхности грунта основания:
а - по теории местных упругих деформаций;
б - по теории общих упругих деформаций
Теория общих упругих деформаций основана на гипотезе упругого полупространства, согласно которой основание работает как сплошная однородная упругая среда, ограниченная сверху плоскостью и бесконечно простирающаяся вниз и в стороны. Деформационные свойства упругой среды характеризуются величиной модуля деформации, который не зависит от величины нагрузки под подошвой фундамента, в отличие от коэффициента постели. При нагружении такого упругого основания деформации имеют место не только в месте приложения нагрузки, но и за ее пределами (рис.Ф.12.6,б), что и наблюдается под реальными фундаментами.
Деформация упругого основания по теории общих упругих деформаций определяется с использованием решений теории упругости.
59.Классификация свай и свайных фундаментов.
Классификация свай:
1)по материалу: ж/б, бетонные, металлические, деревянные
2)по конструкции:
Поперечное сечение сваи может быть: круглым, кольцевым, квадратным, прямоугольным, многоугольным, в виде тавра, двутавра
По продольному профилю: призматические, цилиндрические, ромбовидные, трапецеидальные, булавовидные, лопастные, камуфлетные
3)по способу изготовления:
I) Сваи погружаемые в грунт в готовом виде.
Готовые сваи могут быть любые по материалу, различного сеч-я
Для ж/б свай характерны размеры от 0,2х0,2 до 0,4х0,4, длиной 3-16м
Если нужна большая длина, то сваи стыкуют из отдельных звеньев. Соединения обычно сварные или болтовые.
Сваи изгот. с поперечной арм-рой и без нее.
В слабых грунтах целесообразно использовать пустотелые сваи квадратного или круглого сеч-я с закрытым концом.
Круглые пустотелые сваи изгот. Ǿ 0,4-0,8м
Если Ǿ свай 0,8-1,2м, то их называют сваи-оболочки
Если Ǿ свай >1,2м, то их называют оболочки
Сваи-оболочки и оболочки изготавливают с открытым нижним концом
Пирамидальные и ромбовидные сваи прим. если в основании есть прослойки плотных грунтов.
Булавовидные сваи рекомендуется использовать в слабых грунтах, когда они подстилаются плотными.
Готовые сваи могут погружаться в грунт след. сп-бами:
1)забивные сваи
Их погружение осуществляется молотами. Для смягчения ударов на верхнем конце сваи устанавливается наголовник и верхняя часть армируется сетками.
2)сваи, погружаемые вибрированием
Целесообразно применять при наличии насыщенных водой песков. Для погружения исп. вибропогружатели и вибромолоты.
3)вдавливаемые сваи
Используются там, где нельзя применять динамич. воздействия. Обычно прим. в усл-ях плотной городской застройки.
4)ввинчиваемые
Целесообразно применять, когда на пов-ти залегают слабые грунты, подстилаемые плотными, а также для фунд-тов работающих на выдерживание.
II)Сваи, изготавливаемые в грунте
- набивные
- буронабивные
- буровые
Набивные сваи изгот. при образовании скважин с полным вытеснением объема грунта. В грунт забивается металлическая труба с башмаком.
При забивке полой трубы грунт уплотняется, затем производится подача бетона ч/з трубу, при этом труба постепенно поднимается. При необх-ти используется металлический каркас.
К буронабивным сваям относятся сваи Страуса.
Бурение скважин производится в обсадной трубе, кот. в процессе бетонирования поднимается, при этом бетонная смесь трамбуется, что приводит к уплотнению грунта забоя и расширению стенок скважины.
По характеру передачи нагрузок на грунт основания различают:
Прорезают толщу сжимаемых грунтов и опираются на несжимаемые грунты (скальные) с модулем деформации Е>50МПа.
R-сопротивление грунта
По боковой поверхности сваи-стойки не возникает трения и нагрузка передается через нижний конец сваи.
2)висячая свая (свая трения)
Опирается на сжимаемые грунты
Под действием вертик. нагрузок свая получает перемещения и по боковой поверхности возникают силы трения, кот. принято называть сопротивлением грунта по боковой поверхности (f).
Значение f зависит от сп-ба изготовления сваи. У забивных свай оно >, у буровых < Кроме того часть нагрузки передается через нижний конец сваи.
60.Конструкции свайных фундаментов и основы их расчета.
Свайный фундамент состоит из свай, объединенных в верхней части балкой или плитой, именуемыми ростверком. Ростверк служит для распределения нагрузки, передаваемой сооружением на сваи. Головы свай обычно заделывают в ростверк. Однако свайный фундамент может состоять и только из одной сваи, которая будет являться продолжением колонны наземной конструкции. Нижняя поверхность ростверка называется его подошвой. Глубиной заложения свайного фундамента называется расстояние от поверхности грунта до плоскости, проведенной через острие свай.
При строительстве зданий и сооружений применяются два вида свайных фундаментов: безростверковые и с ростверками.
К безростверковым относятся конструкции со сваями-колоннами, состоящие из одиночных свай, насадок и колонн. В конструкциях безростверковых свайных фундаментов используются сваи-колонны или иные любые виды свай с применением оголовков, насадок, монолитных стаканов и опорных балок.
К конструкциям с ростверками относятся фундаменты под колонны, включающие более двух свай (свайный куст) и фундаменты под несущие стены в виде ленточных ростверков с однорядным, двухрядным и более расположением свай.
В конструкции фундаментов типа "свайный куст" используются все конструкции свай. При выборе типа свай определяющим является требуемая величина ее несущей способности и вид нагрузки, действующей на фундамент.
При большой требуемой величине несущей способности применяются сваи-оболочки, а также буровые опоры с уширением или без него. Если на фундамент действуют наклонная или горизонтальная нагрузки, то применяют сваи больших сечений или диаметров. При значительных выдергивающих нагрузках применяются буронабивные сваи с уширением или винтовые сваи.
Расчет свайных фундаментов и их оснований должен быть выполнен по следующим предельным состояниям:
а) первой группы:
- по прочности материала свай и свайных ростверков;
- по несущей способности грунта основания свай;
- по несущей способности оснований свайных фундаментов, если на них передаются значительные горизонтальные нагрузки (подпорные стены, фундаменты распорных конструкций и др.), а также если основания ограничены откосами или сложены круто падающими слоями грунта;
б) второй группы:
- по осадкам оснований свай и свайных фундаментов от вертикальных нагрузок;
- по перемещениям свай (горизонтальным и углом поворота головы сваи) совместно с грунтом основания от действия горизонтальных нагрузок и моментов;
- по образованию или раскрытию трещин в элементах железобетонных конструкций свайных фундаментов.
Конструкция железобетонных свай:
а - призматическая с поперечным армированием ствола; б - то же, без поперечного армирования ствола; в - то же, с круглой полостью; г - полая круглая:
1 - строповочная петля; 2 - арматурные сетки головы; 3 - продольная арматура; 4 - спираль острия; 5 - поперечная спиральная арматура
Расчет свайных фундаментов и их оснований должен быть выполнен по следующим предельным состояниям:
а) первой группы:
- по прочности материала свай и свайных ростверков;
- по несущей способности грунта основания свай;
- по несущей способности оснований свайных фундаментов, если на них передаются значительные горизонтальные нагрузки (подпорные стены, фундаменты распорных конструкций и др.), а также если основания ограничены откосами или сложены круто падающими слоями грунта;
б) второй группы:
- по осадкам оснований свай и свайных фундаментов от вертикальных нагрузок;
- по перемещениям свай (горизонтальным и углом поворота головы сваи) совместно с грунтом основания от действия горизонтальных нагрузок и моментов;
- по образованию или раскрытию трещин в элементах железобетонных конструкций свайных фундаментов.
Расчет свай, свайных фундаментов и их оснований по несущей способности выполняется на основные и особые сочетания нагрузок с коэффициентами надежности более единицы, а по деформациям - на основные сочетания расчетных нагрузок с коэффициентом надежности, равным единице.
Расчеты свай всех видов выполняются на воздействия нагрузок, передаваемых на них от здания или сооружения, а забивных свай, кроме того, на усилия, возникающие в них от собственного веса при изготовлении, складировании, транспортировании свай, а также при подъеме их на копер за одну точку, удаленную от головы свай на 0,3l, где l - длина сваи.
Расчет свайных фунд-тов по несущей способности произв-ся исходя из усл-я:
Ni –расчетная внешняя нагрузка передаваемая на отдельную сваю при наиб. из невыгодных сочетаниях усилий.
ɣf – коэф-т надежности по нагрузкам
Fdi – расчетная несущая способность грунта основания одиночной или отдельной сваи в кусте.
ɣk – коэф-т надежности метода испытаний
Несущая способность свай-стоек и свай защемленных в грунте:
Fdi=ɣc∙( ɣcR ∙ R ∙ A+∑Ui ∙ ɣcf ∙ hi ∙ Rfi) – для висячих свай
где ɣc -коэффициент условий работы сваи в грунте
R-расчётное сопротивление грунта под нижним концом сваи
А - площадь опирания на грунт сваи.
u – наружный периметр поперечного сечения сваи
Rfi – расчётное сопротивление i-го слоя грунта основания на боковой поверхности сваи
hi – толщина итого слоя грунта соприкасающегося с боковой поверхностью сваи
-коэффициенты условий работы грунта соответственно под нижним концом и на боковой поверхности сваи, учитывающие влияние способа погружения сваи на расчётные сопротивления грунта
Несущая способность одиночной сваи по результатам полевых испытаний:
ɣc -коэффициент условий работы
ɣc -коэффициент надежности по грунту
Fu,n – частное значение нормат. предельного сопротивление основания сваи