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
МІНІСТЕРСТВО ОСВІТИ УКРАЇНИ
Донбаська Державна Академія Будівництва і Архітектури.
КОНСПЕКТ ЛЕКЦІЙ
з дісципліни “Будівельні конструкції” розділ “Залізобетонні конструкції”
(для студентів спеціальності 7.120.102 «Архітектура»)
1998
ЛЕКЦІЯ №1
ТЕМА: СУТЬ ЗВИЧАЙНОГО І ПОПЕРЕДНЬО НАПРУЖЕНОГО ЗАЛІЗОБЕТОНУ
Зміст: 1. Історія розвитку залізобетону.
2. Переваги і недоліки залізобетону.
3. Попередньо напружений залізобетон і засоби створення попередньої напруги.
4. Особливості заводського виготовлення залізобетонних конструкцій.
5. Область застосування залізобетону.
Залізобетонні конструкції вперше з'явилися у 1850 році в Франції (Ламбо). Був побудований човен, каркас якого складався з металевої сітки і вона була оштукатурена з двох сторін цементним розчином. У 1861 році в Франції (Коанье) видає першу книгу по залізобетону, у якій описує можливі конструкції з залізобетону. У 1867 році зафіксований перший патент на виготовлення залізобетонних конструкцій - їм став французький садівник Моньє, що застосував залізобетон для кадки для квітів. Кінець ХIХ сторіччя вважається першим етапом розвитку залізобетону. У цей час з'являється конструкція ребристого монолитного перекриття, запропонована французьким інженером Геннібиком. У 30...40 роки нашого сторіччя широко застосовувались монолитні рамні конструкції, тонкостенні просторові конструкції - циліндричні оболонки бані. Цей період вважається другим етапом розвитку залізобетону. Ідея створення попередньої напруги конструкцій виникла у 1910 році у Германії (Бах). Була зроблена дослідів з попередньонапруженими балками. У 1928 році в Франції Фрейсіне обгрунтував потребу використання в якості арматури високоміцної сталі та високих початкових напруг. Третій етап розвитку залізобетонних конструкцій супроводжувався процесом індустріалізації та розвитку теоретичних основ залізобетону.
Бетон та сталь мають різні физико - механічні властивості. Бетон є штучним каменем і він, як і всі природні камені, добре опирається стисканню і значно гірше - розтягу. Міцність бетону при розтязі у 10-15 разів нижче, ніж при стисканні. Сталь має істотно більшу міцність та однаково добре опирається як стисканню, так і розтягу.
Суть залізобетону полягає в тому, що він є доцільним поєднанням цих двох матеріалів - бетону та стали, що працюють спільно аж до руйнування.
На прикладі залізобетонної балки розглянемо, як вдасться використати міцність бетону в елементі при згинанні. При згині балки вище нейтральної лінії виникають напруги стиску, а нижня зона розтягнута. Максимальні напруги у перерізах будуть у граничних верхніх та нижніх точках перерізів. Як тільки при завантаженні балки напруги у зоні розтягу досягнуть межі міцності бетону при розтязі, відбудеться розрив крайнього волокна і з'явиться тріщина. За цим відбудеться крихке руйнування, злам балки. Напруги у стислій зоні бетону у момент руйнування складуть усього 1/10 - 1/15 частину від межі міцності бетону при стисканні, таким чином міцність бетону у стислій зоні буде використана на 10% і менш.
На прикладі залізобетонної балки з арматурою розглянемо, як буде використана міцність бетону та арматури. Перші тріщини у зоні розтягу бетону з'являться практично при тому ж навантаженні, що і у бетонній балці. Але на відзнаку від бетонної балки, поява тріщин не призводить до руйнування залізобетонної балки. Після появи тріщин зусилля розтягу будуть сприйматися арматурою і балка буде спроможна нести зростаюче навантаження. Руйнування залізобетонної балки відбудеться лише тоді, коли напруги в арматурі сягнуть межі плинності, а напруги у стислій зоні – межі міцності бетону при стисканні. Висновок – доцільність залізобетону полягає в тому, що зусилля розтягу сприймає арматура, а стиску - бетон. Шляхом армування міцність елементу, який працює на згин, у порівнянні з бетонним можна підвищити більш ніж у 20 раз. Дослідницьким шляхом встановлено, що окрім руйнування по нормальним перерізам, низька міцність бетону на розтяг може також стати причиною руйнування і по похилим перерізам. Для попередження цього у залізобетонних балках передбачається поперечна арматура у вигляді хомутов, які перетинають напрям похилих тріщин і сприймають зусилля розтягу в цих перерізах. У верхній стислій зоні для закріплення хомутів передбачають конструктивну поздовжню арматуру.
Завдяки поєднанню деяких важливих физико – механічних властивостей бетону і сталевої арматури стала можливою ефективна спільна робота цих матеріалів:
До позитивних якостей залізобетону відносять:
До основних недоліків залізобетону відносяться:
Інколи утворюються тріщини у конструкціях, в яких утворення тріщин неприпустимо (наприклад, в резервуарах, трубах, конструкціях під впливом агресивних сред). Щоб виключити цей недолік залізобетону, застосовують заздалегідь напружені конструкції. Таким чином, можна уникнути появи тріщин у бетоні та зменшити деформації прогину у стадії експлуатації. Заздалегідь напруженими називають такі залізобетонні конструкції, у яких в процесі виготовлення штучно створюють значні напруги стиску у бетоні натягненням високоміцної арматури. Початкові напруги стиску утворюють у тих зонах бетону, що згодом під впливом навантажень зазнають розтяг. При цьому підвищується тріщиностійкость конструкції і створюються умови для застосування високоміцної арматури, що призводить до економії металу та зниженню вартості конструкції. Питома вартість арматури знижується із збільшенням міцності арматури. Тому високоміцна арматура значно економічніше звичайної. Однак застосовувати високоміцну арматуру в конструкціях без попереднього напруження не рекомендується, тому що при високій напрузі розтягу в арматурі у бетоні розтягнутої зони з'являються тріщини значного розкриття, що позбавляють конструкцію необхідних експлуатаційних якостей. Суть використання заздалегідь напруженного залізобетону в конструкціях - економічний ефект, що досягається вжиттям високоміцної арматури, а також висока тріщиностійкость, найкращий опір динамічним навантаженням, коррозионна стійкість, довговічність.
У заздалегідь напруженій балці під навантаженням бетон зазнає напруги розтягу лише після погашення початкових напруг стиску. На прикладі двох балок видно, що тріщини у попередньо напруженній балці утворяться при більш високому навантаженні, але навантаження руйнування для обох балок близьке по значенню, оскільки граничні напруги в арматурі та бетоні цих балок однакові. Значно менш також і прогин заздалегідь напруженній балки. У виробництві попередньо напруженних елементів можливі 2 засобу створення попереднього напруження: натягнення арматури на упори і на бетон. При натягненні на упори арматуру заводять у форму до бетонування елементу, один кінець її закріплюють на упорі, інший натягують домкратом або іншим пристосуванням до контрольованої напруги. Після придбання надбання бетоном необхідної кубиковой міцності перед обтискуванням Rbp арматуру відпускають з упорів. Арматура при відновленні пружних деформацій в умовах зчеплення з бетоном обтискує його. Стержньову арматуру можна натягати на упори електротермічним засобом. Стрижні з висадженими головками гріють електротоком до 300 - 350С, заводять у форму та закріплюють на упорах форм. При відновленні початкової довжини у процесі охолодження арматура натягається на упори. Арматуру можна також натягувати електротермомеханічним засобом
При натягненні на бетон спочатку виробляють бетонний або слабоармований елемент, після цього по досягненні бетоном міцності Rbp створюють у ньому попередню напругу стиску. Після цього арматуру заводять у канали або пази, що залишаються при бетонуванні елементу, та натягають на бетон. При цьому засобі напруги в арматурі контролюють після закінчення обтискування бетону. Канали у бетоні, що перевищують діаметр арматури на 5 - 15 мм створюють укладкой порожниноутворювачів (сталевих спиралей, гумових трубок, що витягаються згодом і т. п.). Зчеплення арматури з бетоном досягається після обтискування ін’єктуванням - нагнічуванням у канали цементного тіста чи розчину під тиском крізь заставлені при виготовленні елементу тройники - відводи. Якщо попереднє напруження застосовують при виготовленні резервуарів чи труб з зовнішньої сторони, то навивку її з одночасним обтискуванням бетону виконують спеціальними машинами. У цьому випадку на поверхню елементу після натягнення арматури наносять торкретуванням захисний шар бетону.
Натягнення на упори є більш індустріальним засобом у заводському виробництві. Натягнення на бетон застосовується головним чином для багаторозмірних конструкцій.
Залізобетон знаходить застосування практично в усіх галузях промислового та цивільного будівництва.
Залізобетонні конструкції можуть виконуватися монолітними, збірними та збірно - монолітними. Монолітні конструкції виробляються, як правило, на будівельному майданчику. Збірні - на заводах. Конструктивне рішення елементів і технологія заводського виготовлення знаходяться у тісному взаємозв'язку. Елементи, конструкція яких припускає їхнє масове виготовлення на заводі чи полігоні без трудомістких ручних операцій, є технологічними. Виробництво збірних
залізобетонних елементів ведуть по декільком технологічним схемам:
Розробка нових конструкцій викликає необхідність удосконалення технологічної схеми або створення нової технології. Можливо також пристосування конструкції до існуючих технологій.
ЛЕКЦІЯ № 2
ТЕМА: ОСНОВНІ ФИЗИКО-МЕХАНІЧНІ ВЛАСТИВОСТІ БЕТОНУ І АРМАТУРИ
Зміст: 1. Бетон
2. Арматура
Склад бетону визначається кількісним співвідношенням цементу, води, песку та щебню. Кількість води, що вступає у хімічну реакцію з цементом, не перевищує 20% від ваги цементу – водоцементне відношення дорівнює 0.2, однак по технологічним міркуванням кількість води завжди береться з деяким перебільшенням. Бетонна суміш для формування залізобетонних елементів повинна зберігати однорідність, досягнуту у процесі приготування.
Бетон повинен мати необхідну міцність і щільність, достатнє зчеплення з арматурою. Крім того, у залежності від призначення залізобетонних конструкцій і умов її експлуатації можуть бути виставлені ще й спеціальні вимоги: морозостійкість при багатократному заморожуванні та відтаванні, жаростійкість при тривалому впливі підвищених температур, корозіонна стійкість при агресивному впливі середовища та ін. Бетони поділяють по ряду признаків:
структурі – бетони щільної структури, у яких простір поміж зернами заповнювача цілком зайняте отверділим в'яжучим; крупнопористі малопесчані та беспесчані; поризовані, з заповнювачами і штучною пористостью отверділого в'яжучого; ячеїсті із штучно створеними замкнутими порами.
щільності – більш 2500 кг/м3 (особливо важкі), понад 2200 і до 2500 кг/м3 (важкі), понад 1800 і до 2200 кг/м3 (дрібнозернисті), понад 800 і до 2000 кг/м3 (легкі).
виду заповнювачів - на щільних заповнювачах; пористих; спеціальних, що задовольняють вимогам біологічного захисту, жаростійкості та ін.
зерновому складу - крупнозернисті з великими та дрібними заповнювачами; дрібнозернисті з дрібними заповнювачами.
умовам твердіння - бетон природного твердіння; підданий термовологісній обробці при атмосферному тиску; підданий автоклавній обробці. Згідно СНИП 2.03. 01-84 для виготовлення бетонних і залізобетонних конструкцій передбачені наступні види бетонов: важкий середньої щільності понад 2200 до 2500 кг/м3 (на щільних заповнювачах); дрібнозернистий середньої щільності понад 1800 кг/м3 (на дрібних заповнювачах); легкий щільної і поризованої структури (на пористих заповнювачах); ячеїстий; спеціальний - самонапружуваний.
Структура бетону, зумовлена неоднорідністю складу і відмінністю засобів приготування, призводить до неодинакової міцності зразків бетону, виготовлених з однієї бетонної суміші. Міцність бетону залежить від ряду факторів: технологічні фактори, вік та умови твердіння, форма і розміри зразка, вид напруженого стану і тривалість впливу. Бетон має різний тимчасовий опір при стиску, розтязі і зрізі.
Розрізняють кубикову і призмову міцність бетону на осьовий стиск. При осьовому стисканні куби руйнуються внаслідок розриву бетону у поперечному напрямку. При цьому спостерігається явно виражений ефект обойми - у кубі у поверхонь поряд з плитами преса (зони передачі зусиль), виникають сили тертя, спрямовані всередину куба, що перешкоджають вільним поперечним деформаціям. Якщо цей ефект усунути, той тимчасовий опір стиску куба зменшиться приблизно вдвічі. Дослідами встановлене, що міцність бетону також залежить від розміру зразка. Це пояснюється зміною ефекту обойми із зміною розмірів куба. Оскільки залізобетонні конструкції по формі відрізняються від кубів, в розрахунку їхньої міцності основною характеристикою бетону при стиску є призмова міцність Rb - тимчасовий опір осьовому стиску бетонних призм. Досліди на бетонних призмах зі стороною а і висотою h показали, що призмова міцність бетону менш кубової й вона зменшується із збільшенням відношення h/a. Вплив сил тертя на торцах призми зменшується із збільшенням її висоти і при відношенні h/a=4 значення Rb стає майже стабільним і рівним приблизно 0.75 R.
Залежить від міцності цементного камня на розтяг та зчеплення його із зернами заповнювача. Згідно дослідницьким даним, міцність бетону на розтяг у 10-20 раз менш, аніж при стисканні. Підвищення міцності бетону на розтяг може бути досягнуте збільшенням кількості цементу, зменшенням W/C, застосуванням щебня з шероховатою поверхнею. Тимчасовий опір бетону осьовому розтягу (МПА) можна визначити по емпіричній формулі:
3___
Rbt = 0.233 R2
Внаслідок неоднорідності бетону ця формула дасть лише приблизні значення Rbt, точні значення отримують шляхом випробування на розрив зразків у вигляді вісьомки.
Зріз являє собою поділ елементу на дві частини по перерізу, до якого прикладені перерізуючі сили. При цьому основний опір зрізу виявляють зерна великих заповнювачів, працюючих, як шпонки. Тимчасовий опір зрізу можна визначити по емпіричній формулі Rsh=2Rbt; Опір бетону сколюванню виникає при згині залізобетонних балок до появи у них похилих тріщин. Сколюючі напруги по висоті перерізу змінюються по квадратичній параболі. Тимчасовий опір сколюванню при згині, згідно дослідницьким даним, у 1.5 - 2 рази більше Rbt.
У залежності від призначення залізобетонних конструкцій і умов експлуатації встановлюють показники якості бетону, основними з яких є:
Задані клас і марку бетону отримують відповідним добором складу бетонної суміші з наступним випробуванням контрольних зразків.
Класом бетону по міцності на осьовий стиск В (МПА) називається тимчасовий опір стисканню бетонних кубів з розміром ребра 150 мм, випробованих у відповідності зі стандартом через 28 сут. після зберігання при температурі 202С з урахуванням статистичної вариативності міцності.
При короткочасному завантаженні бетонної призми деформації бетону eb=ee+epl;
Вона складається з пружної та непружної пластичної деформації. Невелика частка непружних деформацій у деякий період часу після розвантаження відновлюється (біля 10%). Ця деформація називається деформацією пружної післядії eep.
Якщо бетон завантажувати поетапно та замірювати деформації на кожному етапі двічі, то одержимо східчасту лінію.
Деформації, поміряні відразу після прикладання навантаження - пружні і зв'язані із напруженням лінійним законом. Деформації, що розвиваються за час витримки під навантаженням - непружні. При достатньо великому числі ступенів завантаження залежність між напруженням і деформаціями може бути зображена плавною кривою. Таким чином, пружні деформації бетону відповідають лише миттєвій швидкості загружения зразка, у той час як непружні деформації розвиваються у часі.
ЛЕКЦІЯ № 2 (продовження)
Арматура.
Арматуру у залізобетонних конструкціях встановлюють здебільшого для сприймання зусиль розтягу та підсилення бетону стислої зони конструкцій. Необхідну кількість арматури визначають розрахунком елементів конструкцій. Арматура, встановлювана по розрахунку, називається робочою; встановлювана з конструктивних та технологічних міркувань - монтажна. Монтажна арматура забезпечує проектне положення робочої арматури у конструкціях та більш рівномірного розподілу зусиль поміж окремими стрижнями робочої арматури. Крім того, монтажна арматура може сприймати зусилля, які звичайно не враховуються розрахунком - від усадки бетону, температурних перепадов то що. Робочу і монтажну арматуру поєднують у арматурні вироби - зварні та в’язані сітки та каркаси, що розміщують в залізобетонних конструкціях у відповідності з характером їхньої роботи під навантаженням. Арматура класифікована по 4 признакам:
Характеристики міцності та деформацій арматурних сталей встановлюють по діаграмі напруги - деформації. Горячокатана арматурна сталь має на діаграмі майданчик плинності та володіє значним подвженням після розриву - до 25% (м'яка сталь). Напруга, при якоі деформації розвиваються без помітного збільшення навантаження, називається фізичною межею плинності арматурної стали, напруга, що передує розриву, носить назву тимчасового опору арматурної стали. Підвищення міцності горячокатаної сталі та зменшення подовжання при розриві досягається введенням до її складу вуглецю і різноманітних легуючих додатків. Вагомого підвищення міцності горячокатаної арматурної сталі досягають термічним зміцненням або холодним деформуванням.
Стержньова горячокатана арматура у залежності від її основних механічних характеристик поділяється на 6 класів із умовним позначенням A-I, A-II, A-III, A-IV, A-V, A-VI. Термічне зміцненя застосовують для арматури 4-х класів - Aт-III та вище. Додатковою літерою С вказується на можливість стикування зварюванням; літера К вказує на підвищену коррозійну стійкість. Піддана витяжці у холодному стані стержньова арматура класу А-III відзначається додатковим індексом В.
Стержньова арматура всіх класів має періодичний профіль за винятком гладкої арматури класу А-I. Фізичну межу плинності 230 - 400 МПА має арматура класів A-I, A-II, A-III, умовна межа плинності 600 - 1000 МПА - високолегована арматура класів A-IV, A-V, A-VI та термічно зміцнена арматура. Відносне подовження після розриву залежить від класу арматури. Значним подовженням володіє арматура класів А-II, A-III (14-19%), порівняно невеликим подовженням - арматура класів A-IV, A-V, A-VI та термічно зміцнена арматура всіх класів (6 - 8%). Арматурний дріт діаметром 3 - 8мм поділяють на 2 класи: Вр-I - звичайний арматурний дріт (холоднотягнена, низьковуглецева), призначений головним чином для виготовлення сіток; B-II, Bp-II - високоміцний арматурний дріт (багатократно волочений, вуглецевий), що застосовується у якості попередньо напруженої арматури. Періодичний профіль додатковим індексом р - Bp-I, Bp-II. Основна механічна характеристика дроту - тимчасовий опір su, що зростає із зменшенням діаметру дроту. Для звичайного арматурного дроту - 550 МПА, для високоміцного дроту - 1300 - 1900 МПА.
В якості робочої арматури без попереднього напруження застосовують стержньову арматуру класу A-III, Aт-III, арматурний дріт класу Bp-I з порівняно високими показниками міцності. Якщо міцність арматури класу A-III не цілком використовується у конструкціях із-за надмірних деформацій або розкриття тріщин, то можливо застосування арматури класу A-II. Арматуру класу A-I можна застосовувати у якості монтажної, а також для хомутів в'язаних каркасів, поперечних стержнів зварних каркасів. У якості арматури для попередньо напруженних конструкцій рекомендується застосовувати стержньову термічні зміцнену арматуру класів Aт-IV, Aт-V, Aт-VI, горячокатану арматуру класів A-IV, A-V, A-VI. Для елементів довжиною понад 12 м доцільно використовувати арматурні канати класів К-7, К-19 і високоміцний дріт, допускається застосовувати стержні класів A-IV, A-V. При виборі арматурної стали для застосування в конструкціях враховують її зварюванність. Добре зварюється контактним зварюванням горячокатана арматура класів від A-I до A-VI, Aт-ІIIC, Aт-IVC та звичайний арматурний дріт у сітках.
Зварні сітки виробляють щодо стандарту з звичайного арматурного дроту діаметром 3 - 5мм і арматури класу A-III діаметром 6 - 10мм. Сітки бувають рулонні та плоскі. У рулонних сітках найбільший діаметр поздовжніх робочих стрижнів - 7мм. Ширина сітки обмежена розміром 3800мм, маса рулона не більш 1300кг, причому довжина сітки не більш 9м.
Основні параметри сіток в[у|до] маркировке
D-v ALc1-c2
d-u k
де D, d - діаметри поздовжніх та поперечних стрижнів,
v, u - крок поздовжніх та поперечних стрижнів,
А - ширина сітки,
L - довжина сітки,
інші параметри - вільні кінці поздовжніх та поперечних стрижнів сіток.
Плоскі зварні каркаси виробляють з одного або двох поздовжніх робочих стрижнів та зварених до них поперечних стрижнів. Концеві випуски поздовжніх та поперечних стрижнів повинні бути не менше 0.5D+d або 0.5 d+D та не менше 20мм. Просторові каркаси утворюють з плоских, для цього застосовують єднальні стрижні.
ЛЕКЦІЯ № 3
ТЕМА: ОСНОВИ РОЗРАХУНКУ ЗАЛІЗОБЕТОННИХ КОНСТРУКЦІЙ ПО ГРАНИЧНИМ СТАНАМ. ПРИНЦИПИ КОНСТРУЮВАННЯ ЕЛЕМЕНТІВ ЗАЛІЗОБЕТОННИХ КОНСТРУКЦІЙ, ЯКІ ПРАЦЮЮТЬ НА ЗГИН.
Зміст: 1. Стадії напружено - деформованого стану.
2. Класифікація навантажень та опорів бетону і арматури.
3. Метод розрахунку по граничним станам.
Досліди з різноманітними залізобетонними елементами – які працюють на згин, позацентрове розтягнення, позацентровий стиск з двозначною епюрою напруження, показали, що при поступовому збільшенні навантаження можна спостерігати 3 характерні стадії напружено – деформованого стану: стадія І - до появи у бетоні зони розтягу тріщин, коли напруги у бетоні менш тимчасового опору розтягу та зусилля розтягу сприймаються арматурою та бетоном спільно; стадія II - після появи тріщин у бетоні зони розтягу, коли зусилля розтягу у місцях, де утворилися тріщини, сприймаються арматурою та ділянкою бетону над тріщиною, а на ділянках між тріщинами - арматурою та бетоном спільно;
Стадія III - стадія руйнування, що характеризується відносно коротким періодом роботи елементу, коли напруги розтягу у арматурі досягають фізичної або умовної межі плинності, у високоміцному дроті - тимчасового опору, а напруги у бетоні стислої зони - тимчасового опору стисканню. У залежності від міри армування елементу послідовність руйнування зон - розтягненої та стислої – може змінюватися.
Розрахункові фактори - навантаження і механічні характеристики бетону та арматури (тимчасовий опір, межа плинності) - володіють статистичної мінливістю (разбросом значень). Навантаження можуть відрізнятися від заданої ймовірності перевищення середніх значень, а механічні характеристики матеріалів - від заданої ймовірності зниження середніх значень. У розрахунках по граничним станам враховують статистичну мінливість навантажень та механічних характеристик матеріалів, фактори нестатичного характеру, а також різноманітні несприятливі чи сприятливі фізичні, хімічні і механічні умови роботи бетону і арматури, виготовлення і експлуатації елементів будов та споруд. Навантаження, механічні характеристики матеріалів і розрахункові коефіціенти нормують.
У залежності від тривалості дії навантаження ділять на постійні і тимчасові (тривалі, короткочасні й особливі). Постійними навантаженнями є вага конструкцій будов та споруд, вага і тиск ґрунтів, вплив попередньої напруги залізобетонних конструкцій.
Тривалі навантаження. До них відносяться: вага стаціонарного обладнання на перекриттях - верстатів, апаратів, двигунів, емностей та ін.; тиск газів, рідин, сипких тіл у ємностях; вага вмісту у складських приміщеннях, холодильників, архівів та бібліотек; встановлена нормами частина тимчасового навантаження у житлових будинках, у службових та побутових приміщеннях, тривалі температурні технологічні від стаціонарного обладнання; частина навантажень від кранів; частина снігового навантаження.
Короткочасні навантаження. До них відносяться: вага людей, деталей і матеріалів у зонах обслуговування та ремонту обладнання - проходах та інших вільних від обладнання ділянках; частина навантаження на перекриття громадських та житлових будинків; навантаження, що виникають при виготовленні, перевезенні та монтажі елементів конструкцій; навантаження від кранів; снігові та вітрові навантаження, температурні та кліматичні впливи.
Окремі навантаження. До них відносяться сейсмічні та вибухові дії; навантаження, що викликаються несправністю або поломкой обладнання та різким порушенням технологічного процесу (наприклад різке підвищення температури); вплив неравномірних деформацій основ (наприклад, деформації просадкових ґрунтів при замочуванні або вічномерзлих грунтів при відтаванні).
Нормативні навантаження встановлюються нормами по заздалегідь заданої імовірності перевищення середніх значень або по номінальним значенням. Нормативні постійні навантаження приймають по проектним значенням геометричних параметрів і середнім значенням щільності; нормативні тимчасові технологічні або монтажні - по найбільшим значенням, передбаченим для нормальної експлуатації; снігові і вітрові - по середнім щорічних даним або по несприятливим значенням, відповідним певному пересічному періоду їхніх повторень.
Розрахункові навантаження при розрахунку конструкцій на міцність і довговічність визначають множенням нормативного навантаження на коефіціент надійності по навантаженню f, що звичайно більше одиниці. При розрахунку конструкцій по другій групі граничних станів розрахункові навантаження приймають рівними нормативним. Нормативним опором бетону є опір осьовому стиску призм (призмова міцність) Rbn та опір осьовому розтягу Rbtn, що визначаються у залежності від класу бетону по міцності (при забезпеченості 0.95). Розрахунковий опір бетону для розрахунку по першій групі граничних станів визначають діленням нормативних опорів на відповідні коефіціенти надійності по бетону: при стисканні bc=1.3, при розтязі bt=1.5. При розрахунку конструкцій розрахунковий опір бетону зменшують, а в окремих випадках збільшують, множачи на відповідні коефіціенти умов роботи бетону bi.
Розрахункийі опір бетону для розрахунку по другій групі граничних станів приймають рівними нормативним значенням.
Нормативний опір арматури Rsn встановлюються врахуванням статичної мінливісті міцності і приймають рівними найменшому контрольованому значенню наступних величин: для стержньової арматури - фізичної межі плинності y або умовної межі плинності 0.2; для дротяної арматури 0.2=0.8u. Розрахунковий опір арматури розтягу для розрахунку по першій групі граничних станів визначають діленням нормативного опору на відповідні коефіціенти надійності по арматурі.
Rs= Rsn/s;
При розрахунку конструкцій розрахунковий опір арматури знижують, або в окремих випадках підвищують множенням на відповідні коефіціенти умов роботи si, що враховують можливість неповного використання її міцностних характеристик у зв'язку з нерівномірним розподілом напруження у перерізі, низькою міцністю бетону, умовами анкеровки, характером діаграми розтягу стали, та ін. Розрахунковий опір арматури для розрахунка по другій групі граничних станів встановлюють рівними нормативним значенням.
При розрахунку по цьому методу чітко встановлюються граничні стани конструкцій і використовується система розрахункових коефіціентів, введення яких гарантує, що такий граничний стан не наступить при найбільш несприятливих сполученнях навантажень і при найменших значеннях міцностних характеристик матеріалів. Міцність перерізів визначають по стадії руйнування, але безпеку роботи конструкції під навантаженням оцінюють не одним синтезуючим коефіціентом, а системою розрахункових коефіціентів. Конструкції, запроектовані по цьому методу, економичніші.
Граничним вважаються стан, при якому конструкції перестають задовольняти вимогам, що подаються до них у процесі експлуатації, втрачають здібність опиратися зовнішнім навантаженням та діям або одержують неприпустимі переміщення або місцеві ушкодження. Залізобетонні конструкції повинні задовольняти вимогам розрахунку по двом групам граничних станів: 1 – по несучій здібності; 2 – по спроможності до нормальної експлуатації.
Розрахунок по 1 групі граничних станів виконують, щоб відвернути наступні явища: крихке, в’язке або іншого характеру руйнування (розрахунок по міцності); втрату стійкості конструкції (розрахунок на стійкість тонкостінних конструкцій) або її положення (розрахунок на перекид і скользіння підпірних стін, позацентрово навантажених високих фундаментів; розрахунок на вспливання заглиблених або підземних резервуарів та ін.); руйнування від втоми (розрахунок на витривалість конструкцій під впливом багатократних або пульсаціонних навантажень: підкранових балок, шпал, рамних фундаментів або перекрить під неурівноваженими машинами); руйнування від спільного впливу силових факторів та несприятливих дій зовнішньої середи (агресивність середи, поперемінне заморожування та відтавання та ін.).
Розрахунок по 2 групі граничних станів виконують, щоб відвернути наступні явища: утворення надмірного та довготривалого розкриття тріщин (якщо по умовам експлуатації вони припустимі); надмірні переміщення (прогини, кути поворотов, кути перекосу та амплітуди переміщень). Розрахунок по граничним станам конструкцій у цілому та їхніх окремих частин виконують для всіх етапів: виготовлення, транспортування, монтажу та експлуатації.
У розрахунках на міцність виходять з третьої стадії напружено – деформованого стану. Переріз конструкції володіє необхідною міцністю, якщо зусилля від розрахункових навантажень не перевищують зусиль, які спроможне сприйняти переріз при розрахункових опорах матеріалів з урахуванням коефіціентів умов роботи. Зусилля від розрахункових навантажень Т (наприклад, момент або поздовжня сила) є функцією нормативних навантажень, коефіціентів надійності та інших факторів С (розрахункової схеми, коефіціента динамічності та ін.). Зусилля, сприймане перерізом Тper є, в свою чергу, функцією форми та розмірів перерізу S, міцності матеріалів Rbn, Rsn, коефіціентів надійності по матеріалам b, s, коефіціентів умов роботи bi, si.
Умова міцності висловлена виразом
T(gn, vn, f, n, C) Тper(S, Rbn, b, bi, Rsn, s, si)
или T(g, v, n, C) Тper(S, Rb, bi, Rs, si).
Розрахунок по утворенню тріщин, нормальних до поздовжньої осі елементу, виконують для перевірки тріщиностійкості елементів, до яких подають вимоги першої категорії, а також, щоб встановити, чи з'являються тріщини в елементах, до тріщиностійкості яких подаються вимоги другої та третьої категорії. Вважається, що тріщини, нормальні до поздовжньої осі, не з'являються, якщо зусилля Т від дії навантажень не будуть перевершувати зусилля Тcrc, яке може бути сприйняте перерізом елементу. Вважається, що тріщини, похилі до поздовжньої осі елементу, не з'являються, якщо головні напруги розтягу у бетоні не перевершують розрахункових значень.
Розрахунок по розкриттю тріщин, нормальних та похилих до поздовжньої осі, полягає в визначенні ширини розкриття тріщин на рівні розтягнутої арматури та порівняння її із граничною шириною розкриття
а crcа crc,u,
Розрахунок по переміщенням полягає у визначенні прогину елементу від навантажень з урахуванням тривалості їхньої дії та порівнянні його з граничним прогином при f=1
ffu.
Граничні прогини встановлюються різноманітними вимогами: технологічними, зумовлені нормальною роботою кранів, технологічних установок, машин та ін.; конструктивними, зумовленими впливом сусідніх елементів, що обмежують деформації; фізіологічними; естетико- психологічними; необхідністю витримувати задані ухили та ін.
ЛЕКЦІЯ № 4
ТЕМА: ЕЛЕМЕНТИ, ЯКІ ПРАЦЮЮТЬ НА ЗГИН. КОНСТРУКТИВНІ ОСОБЛИВОСТІ.
Зміст: 1. Конструктивні особливості.
Найбільш розповсюджені елементи залізобетонних конструкцій, які працюють на згин - плити та балки. Балками називають лінійні елементи, довжина яких l значно більше поперечних розмірів h та b. Плитами називають плоскі елементи, товщина яких h значно менш довжини l та ширини b. Плити та балки можуть бути однопрольотними та багатопрольотними.
Такі плити деформуються подібно балковим конструкціям при різного роду навантаженнях (балочні плити), якщо значення цих навантажень не змінюється у напрямі, перпендикулярному до прольота (плити, що спираються по контуру).
Армують плити зварними сітками. Сітки вкладають у плитах так, щоб стрижні їхньої робочої арматури вкладалися уздовж прольоту та сприймали зусилля розтягу, які виникають у конструкціях при згині під навантаженням, у відповідності з епюрами моментів згину. Тому сітки у плитах містяться понизу, а в багатопрольотних плитах - також і поверху, над проміжними опорами. Стрижні робочої арматури приймають діаметром 3 – 10 мм, розміщують їх на відстані (з кроком) 100 - 200 мм. Захисний шар бетону для робочої арматури приймають не менше 10 мм, у особливо товстих плитах (товщина 100 мм) - не менше 15мм. Поперечні стрижні сіток (розподільну арматуру) встановлюють для забезпечення проектного положення робочих стрижнів, зменшення усадкових та температурних деформацій конструкцій, розподілу місцевих зосереджених навантажень на більшу площу. Армування плит окремими стрижнями із в’язкой їх у сітки вручну з допомогою в'язального дроту застосовують у окремих випадках (плити складної конфігурації або з великою кількістю проьомів), коли стандартні зварні сітки не можуть бути використані. Залізобетонні балки можуть бути прямокутного, таврового, двутаврового і трапециевидного перерізу. Висота балок h змінюється у широких межах; вона складає 1/10 - 1/20 частину прольоту у залежності від навантаження та типу конструкції. В цілях уніфікації висоту балок призначають кратною 50 мм, якщо вона не більш 600 мм, та кратної 100 мм - при більших розмірах. Ширину прямокутних поперечних перерізів b приймають у межах 0.3 - 0.5 h.
аl - захисний шар бетону для робочої поздовжньої арматури; приймається
не меньш ніж 20 мм при h250 мм
не меньш ніж 15 мм при h<250 мм
не меньш диаметра арматури
аw - захисний шар бетону для поперечної арматури; приймається
не меньш ніж 15 мм при h250 мм
не меньш ніж 10 мм при h<250 мм
а1’ - відстань в світлі поміж стрижнями поздовжньої арматури; приймається
не меньш ніж диаметр
не меньш ніж 30 мм
а2 - відстань в світлі поміж рядами стрижнів поздовжньої арматури; приймається
не меньш диаметру
не меньш ніж 25 мм.
Поздовжню робочу арматуру вкладають згідно з епюрами моментів у зонах розтягу. Для економії сталі частину поздовжніх арматурних стрижнів можна не доводити до опор і обривати у прольоті там, де вони по розрахунку не вимагаються. Площа перерізу поздовжньої робочої арматури для прямокутних перерізів шириною b, висотою h не менше
=Аs/bh0=0.05%.
У балках шириною 150 мм та більш повинно бути не менше двох поздовжніх стрижнів, які доведені до опори. Якщо ширина менш 150 мм - дозволяеться установка 1 стрижня.
У залізобетонних балках водночас з моментами діють поперечні сили, необхідно встановлювати поперечну арматуру. Її кількість визначають з розрахунку похилих перерізів та по конструктивним міркуванням. Поздовжню і поперечну арматуру поєднують у зварні каркаси, а за відсутності зварних машин - у в'язані. Плоскі зварні каркаси поєднують у просторові за допомогою горизонтальних поперечних стрижнів крізь 1-1.5 м. По розрахунково-конструктивним умовам відстань у поздовжньому напрямку поміж поперечними стрижнями: у] балках висотою до 400 мм - не більш h/2, але не більш 150 мм, у балках висотою > 400мм - не більш h/3, але не більш 500мм. Ця вимога відноситься до приопорних ділянок балок 1/4L при рівномірно розподіленому навантаженні. При зосередженому навантаженні - протягом від опори до найближчого вантажу, але не менше 1/4L. У інший частині елементу відстань поміж хомутами може бути більше, але не більш 3/4h та не більш 500мм. При висоті менш 150 мм поперечну арматуру можна не застосовувати, якщо вона не вимагається по розрахунку. У балках висотою понад 700мм у бічних граней ставлять додаткові поздовжні стрижні на відстані по висоті не більш ніж крізь 400мм. Ці стрижні разом з поперечною арматурою стримують розкриття похилих тріщин на бічних гранях балок.
ЛЕКЦІЯ №5
ТЕМА: РОЗРАХУНОК МІЦНОСТІ ПРЯМОКУТНИХ ПЕРЕРІЗІВ І ПЕРЕРІЗІВ БУДЬ-ЯКОЇ ФОРМИ ПО
НОРМАЛЬНИМ ПЕРЕРІЗАМ ЕЛЕМЕНТІВ, ЯКІ ПРАЦЮЮТЬ НА ЗГИН.
Зміст: 1. Елементи будь-якого профіля.
2. Елементи прямокутного перерізу з одиночним армуванням.
3. Розрахунок за допомогою таблиць.
4. Елементи прямокутного перерізу із подвійним армуванням
Міцність залізобетонних елементів будь-якого симетричного профіля по нормальним перерізам, які працюють на згин, згідно першій групі граничних станів, розраховують по III стадії напружено-деформованого стану. У розрахунковій схемі зусиль приймають, що на елемент діє момент М, що обчислюється при розрахункових значеннях навантажень, а в арматурі і бетоні діють зусилля, відповідні напрузі, рівній розрахунковим опорам.
У бетоні стислої зони криволінійну епюру напруження замінюють прямокутною, що на значення моменту впливає несуттєво. Переріз елементу може бути будь-який форми, симетричний відносно осі, співпадаючою із силовою площиною згину. У зонах розтягу та стиску перерізу елементу у загальному випадку існує напружувана та ненапружувана. Рекомендується застосовувати елементи, які працюють на згин, при перерізах, що задовольняють умові випадку 1:
x Rho;
Значення відносної граничної висоти стислої зони для прямокутних, таврових та двутаврових перерізів визначаємо по формулі
R=/(1+(1-/1.1)sR/scu)
Рівнодійні напруги в арматурі та бетоні
Ns=RsAs; Np=s6RsAsp; Nb=RbAb; N’s=RscA’s; N’sp=sA’sp;
З умови рівноваги нулю суми проекций всіх нормальних зусиль на ось елементу
RsAs+s6RsAsp- RbAb- RscA’s-sA’sp=0;
Звідси можна визначити площу перерізу бетону Ab зони стиску, а по ній і висоту стислої зони х.
Міцність елементу достатня, якщо зовнішній розрахунковий момент не перевершує розрахункової несучої здібності переріза, висловленої у вигляді протилежно спрямованого моменту внутрішніх сил. При моментах відносно осі, що проходить крізь точку прикладання рівнодійної зусиль в увсій розтягненої арматурі, умова міцності виражається нерівністю
MRbAbzb+RscAs’(ho-a’)+scAsp’(ho-ap’)
При цьому напруження отримують по формулі
sс=sc,u-sp’
з коефіціентом точності натягнення sp>1.
У випадку 2, коли xRho; приймають s6=1 і s замість Rs.
Значення s визначають по формулі
s=Rs(0.2+R)/[0.2++0.35(1-/R)sp/Rs]
у якій =х/h0 підраховують при значенні Rs, а sp беруть із коефіціентом точності натягнення арматури sp>1.
Елементи з одиночной арматурою мають наступні геометричні характеристики
Ab= b*x ; zb=ho-0.5x
Висоту стислої зони отримують з виразу
bxRb= RsAs
Умова міцності має вигляд
MRbbx(ho-0.5x)
Зручно також користуватися виразом моментів відносно осі, що проходить крізь центр ваги стислої зони.
MRsAs(ho-0.5x)
Ці формули дійсні при
x<Rho;
Коефіциент армування
=Rb/Rs;
Звідси можна встановити максимально допустимий зміст арматури по граничним значенням R. Несуча здібність елементу може бути задовольнена при різноманітних сполученнях розмірів поперечного перерізу та кількості арматури у ньому. Оптимальне армування елементу при
=1-2%; =0,3-0,4 -для балок
=0,3-0,6%; =0,1-0,15 -для плит
Переріз вважається підібраним вдало, якщо відсоток армування близький до оптимального та несуча здібність, висловлена по моменту, перевищує заданий розрахунковий момент не більш ніж на 3-5%.
Розрахунок за допомогою таблиць
З виразу
M=Rbbx(ho-0.5x)
при
m=(x/ho)(1-0.5 x/ho)=(1-0.5)
отримаємо
M=mRbbh o2;
Звідси можна визначити необхідну робочу висоту перерізу
З рівняння
M=RsAs(ho-0.5x)
при
=z/ho=1-0.5
As=M/(hoRs)
Складена таблиця значень , m и , що значно скорочує обчислення.
При заданих значеннях згинального моменту, класу бетону та класу арматури можливі задачі 2х типів.
1. Задані розміри перерізу b та h. Вимагається визначити площу перерізу розтягненої арматури.
Знаходять
m=М/Rbbh o2;
Потім по таблицям знаходять і , перевіряя при цьому умову R.
Після цього визначають необхідну площу арматури по формулі
As=M/(hoRs)
Підбирають по сортаментам арматури фактичну площу арматури, що повинна бути більше необхідної.
2. Потрібно визначити розміри перерізу b та h і площау перерізу арматури As.
Задаються шириною перерізу b та рекомендоване по економічним умовам значення відносної висоти стислої зони =0.35, по якому з таблиці знаходять коефіціент m.
Визначають
ho=М/mRbb
Після цього знаходять повну висоту h та по ній встановлюють уніфікований розмір. Якщо отримані розміри не задовольняють конструктивним вимогам, їх уточнюють повторним розрахунком. Після цього виконують розрахунки, як у задачі типу 1.
Якщо у елементі передбачається поздовжня арматура у стислій (при дії навантаження) зоні (із Rsc400 МПа), яка враховується у розрахунку, то для забезпечення стійкості поздовжніх стрижнів поперечну арматуру ставлять: у зварних каркасах не більш 20d, у в'язаних каркасах - 15d (d - найменший діаметр поздовжніх стислих стрижнів) і не більш 500 мм. Такий випадок потреби постановки робочої арматури у стислій зоні найбільш часто зустрічається при недотриманні умови R у елементі з одиночной арматурою.
Умови міцності запишуться у вигляді (за відсутності напруженої арматури у стислій та розтягненій зонах):
MRbbx(ho-0.5x)+RsсAs‘(ho-a’)
Rbbx= RsAs- RsсAs‘
При цьому передбачаеться R.
В умовах застосування бетонов класу B30 та нижче в поєднанні з арматурою класу не вище А-III можна розрахунок
виконувати по формулі
M=RRbbh o2+ RsсAs‘(ho-a’);
у якій R=m знаходять для значення =R.
При підборі перерізів з подвійною арматурою по заданому моменту, класу бетону та арматури можливі задачі 2х типів
1. Задані розміри b та h, вимагається визначити площі перерізу арматури As и As‘.
При х=Rho:
As‘=(M-RRbbh o2)/[Rsс(ho-a’)];
З рівнення на поздовжню ось:
As=(RsсAs‘+RRbbh o)/Rs;
m=[(M-RsсAs‘(ho-a’)]/Rbbh o2.
Якщо mR, по таблицям знаходять та
As=(RsсAs‘+Rbbh o)/Rs;
Якщо m>R, заданої кількості As‘ недостатньо.
ЛЕКЦІЯ №6
ТЕМА: РОЗРАХУНОК МІЦНОСТІ ТАВРОВИХ ЕЛЕМЕНТІВ, ЯКІ ПРАЦЮЮТЬ НА ЗГИН, ПО НОРМАЛЬНИМ ПЕРЕРІЗАМ
Зміст: 1. Розрахунок міцності елементів таврового профіля, які працюють на згин.
Тавровий переріз зустрічається на практиці часто, як в окремих залізобетонних елементах - балках, так і у складі конструкцій - у монолитних ребристих та збірних панельних перекриттях. Тавровий переріз утворюється з полиці та ребра. У порівнянні з прямокутним економичніші по кількості бетону елементи таврового перерізу, так как несуча здібність залізобетонного елементу не залежить від площі перерізу бетону розтягненої зони. Тому при однакової несучої здібності витрачається менш бетону за рахунок скорочення бетону розтягненої зони.
Елементи таврового перерізу мають, як правило, одиночне армування. При великих значеннях ширини звисів дальні від ребра ділянки звисів напружені менш, аніж близькі до ребра. Тому у розрахунках обмежують ширину звисів b' таврового перерізу, що враховується у розрахунку, замінюючи її на еквівалентну ширину звисів полиці b’f1 та вважаючи, що по всій площі стислої зони бетону діють рівні напруження Rb. Вона приймається рівною:
при h’f0,1h не більш 6h’f
0,05h h’f<0,1h не більш 3h’f
h’f<0,05h звиси полиці не враховують.
Розрахунок міцності по нормальним перерізам елементів таврового профіля робиться точно таким же чином, як і у загальному випадку розрахунку. Особливість полягає у визначенні площі стислої зони бетону та положення її центру ваги. Розрізняють 2 випадки розрахунку згинальних елементів таврової форми поперечного перерізу: 1 випадок - нейтральна ось розташується у полиці (х h’f). Розрахунок робиться як для елементів прямокутної форми перерізу шириною, рівною ширині полиці b’f, оскільки форма переріза у розтягненій зоні ролі не відіграє (не враховується у розрахунку).
Для елементів без попередньої напруги
RsAs=Rbb’fх
MmRbb’fh o2;
2 випадок - нейтральна ось розміщена у ребрі - форма частини перерізу у стислій зоні бетону - складна (складається з стислих зон ребра та звисів полиці).
RsAs=Rbbх+Rb(b’f-b)h’f;
MRbbx(h o-0.5x)+Rb(b’f-b)h’f(h o-0.5h’f)
Для таврових перерізів повинна виконуватись умова R.
Розрахунковий випадок таврового перерізу може бути визначений по наступним признакам
RsAsRbb’fh’f
границя стислої зони проходить у полиці.
MRbb’fh’f(h o-0.5h’f)
границя стислої зони проходить у полиці.
Орієнтовно висота тавровой балки може бути визначена (з досвіду проектування) з формули
h=(7-9)M-1/3
M - кНм, h - см.
Ширина ребра звичайно дорівнює
b=(0.4-0.5)h
Інші розміри переріза найчастіше визначаються по компонуванню конструкції.
ЛЕКЦІЯ №7
ТЕМА: РОЗРАХУНОК МІЦНОСТІ ЕЛЕМЕНТІВ, ЯКІ ПРАЦЮЮТЬ НА ЗГИН, ПО ПОХИЛИМ ПЕРЕРІЗАМ.
Зміст: 1. Розрахунок міцності по похилим перерізам
При спільній дії M і Q в залізобетонному елементі виникає система похилих тріщин, що поділяють елемент на окремі блоки, пов'язані між собою поздовжньою арматурою у розтягненій зоні, поперечною арматурою та неушкодженою частиною бетону над вершиною похилої тріщини у стислій зоні.
Руйнування можливо по одній з трьох схем:
А). По похилій тріщині та стислій зоні бетону
Б). По похилій тріщині та розтягненій арматурі
В). По стислому бетону між похилими тріщинами
Руйнування по схемі А відбувається при плинності поперечної арматури, що перетинає похилу тріщину, від руйнування бетону над похилою тріщиною (руйнування по стислій зоні).
Руйнування по схемі Б від плинності або порушення анкеровки поздовжньої арматури (руйнування по розтягненій зоні).
Руйнування по схемі В - руйнування по стислому бетону у блоках поміж похилими тріщинами. Можливо при достатньому поперечному армуванні та тонкої стінці у елементах тавровой й двутавровой форм поперечного перерізу. Розрахункова схема зусиль у похилому перерізі.
В розрахунковій схемі зусиль - со - проекция розрахункового похилого переріза (найменша по несучої здібністі), с – відстань від вершини розрахункового похилого переріза до опори. На розглядуваній приопорній ділянці елементу зовнішні зусилля у вигляді поперечної сили та згинального моменту врівноважуються внутрішніми зусиллями у бетоні над вершиною похилого переріза, а також у поздовжній і поперечній арматурі. Вважається, що:
- В стадії руйнування елементу напруження у бетоні стислої зони і в арматурі (поздовжньої, поперечної, похилої) досягають значень, рівних відповідним розрахунковим опорам R b, R s, R sw
Вводиться розрахунковий опір поперечної арматури
R sw= (0,7 - 0,8)R s
У загальному випадку розрахунок повинен забезпечувати конструкцію від всіх перелічених випадків руйнування. У принципі, для розв'язання цієї задачі можна використати систему трьох рівнянь:
Q=0; M=0; N=0.
Проте, методика розрахунку, основана на спільному рішенні всіх рівнянь рівноваги, до цього часу ще не розроблена і знаходиться у стадії розробки. Тому у СНиП 2.03. 01-84 прийнятий відокремлений розрахунок на дію поперечної сили Q і на дію згинального моменту М в похилому перерізі. Умови міцності для різних схем завантаження:
А) QQsw+Qs,inc+Q b
Б) MMs+Msw+Ms,inc
B) Q0.3w1b1Rbtbho
Схема А - міцність елементу по похилому перерізу на дію поперечної сили
Поперечне зусилля, сприймане бетоном стислої зони над вершиною похилого перерізу
Qb= Мb/с
де М b=b2(1+f+n)Rbtbho2;
Величину Qb прийимають не меньш
Qbmin=b3(1+f+n)Rbtbho;
де bi - табличні коефіціенти
(1+f+n)1.5
Коефіциент f, який ураховую наявність полок таврових перерізів
f=0.75(b’f-b)h’f/bho < 0.5
При цьому b’f приймають не больш b+3h’f.
При врахуванні звисів таврового переріза поперечна арматура ребра балки повинна бути надійно заанкерена у полиці та її кількість повинна бути не менше w=0.0015
Коефіціент n, що враховує вплив поздовжніх сил, визначають по наступним формулам при наявності поздовжніх сил стиску N від зовнішнього навантаження або попереднього натягнення поздовжньої арматури, розташованої у розтягненій зоні переріза елементу
n=0.1N/ Rbtbho0.5
За наявності поздовжніх сил розтягу
n=-0.2N/ Rbtbho0.8
Значення Qsw знаходимо по формулам
Qsw=RswAsw;
Qsw=qswco;
qsw=RswAsw/s;
Значення
Qs,inc=RswAs,ncsin
Розмір c приймаєтся не більш
2ho;
c
co;
де co знайдене з мінімуму виразу
Qsw+Qs,inc+Q b min
де у вираз для Q b замість с застосовуеться co
Для елементів з Аs,nc=0
___________________
co=b2(1+f+n)Rbtbho2/qsw
де qsw= Rsw[Asw]n/s
та повинно бути більш
b3(1+f+n)Rbtb/2
Розрахунок залізобетонних елементів на дію згинального момента для забезпечення міцности по похилій тріщині (схема руйнування - Б) повинен виконуватись по небезпечному похилому перерізу з умови:
MMs+Msw+Ms,inc
Моменти M, Ms, Msw, Ms,inc - обчислюються як сума моментів відповідно від зовнішного навантаження, сума зусиль у повздовжній арматурі, хомутах та відгинах, які перетинають розтягнену зону похилого перерізу відносно центру ваги стислої зони. Висота стислої зони х визначається з умови N = 0.
Розрахунок похилих перерізів на дію М виробляється:
- у місцях обриву або отгиба поздовжньої арматури;
- у приопорній зоні балок;
- к вільного краю консолей;
- у місцях різкої зміни конфігурації елементу
Ms=RsAszs;
Msw=RswAswzsw;
Ms,inc=RswAs,inczs,inc;
За відсутності у поздовжньої арматури надійної анкеровки розрахунковий опір арматури розтягу Rs у місці перетинання його похилим перерізом приймається зниженим Rss5.
Міцність по похилій стислій смузі для елементів таврового і прямокутного профіля забезпечується граничним значенням поперечної сили, яка діє у нормальному перерізі, розташованому не менше ніж на ho від опори
Q0.3w1b1Rbtbho
При цьому забезпечується міцність бетону внаслідок його стискання у стінці балки поміж похилими тріщинами від дії тут похилих зусиль стиску.
Коефіціент w1, який враховуе вплив поперечних стрижнів
w1=1+5w1.3
b1=1-Rb
де - коефіціент = 0.01 для важкого та дрібнозернистого бетону, =0.02 для легкого бетону.
В елементах без поперечної арматури розрахунок міцності по похилому перерізу виконують по двом умовам
Q2.5Rbtbho;
Qb4(1+n)Rbtbho2/c
Якщо одна з умов не виконується, то необхідно змінити характеристики переріза або встановити поперечну арматуру.
ЛЕКЦІЯ №8
ТЕМА: ПРОЕКТУВАННЯ І РОЗРАХУНОК СТИСЛИХ ЕЛЕМЕНТІВ
Зміст: 1. Конструктивні особливості стислих елементів.
2. Ексцентрісітети і випадки позацентрового стиску.
3. Розрахунок на міцність.
У реальних будівельних конструкціях центральний стиск не зустрічаеться, тому що такі елементи зазнають дії поздовжньої сили стиску і поперечного згинального моменту (інколи і двох ортогональних моментів), таким чином є позацентрово стислими. Прикладом позацентрово стислих елементів є колони одно- та багатоповерхових будівель, елементи ферм, арок, оболонок та ін. У відповідності з характеристиками силових дій поперечний переріз стислих елементів приймають звичайно розвиненим у площині дії моменту та може бути прямокутним, тавровим, двутавровим, коробчатим, а інколи і квадратним, круглим або кольцевим. Стислі елементи проектують з ненапружуваною і напружуваною арматурою. Попередне напруження стислих елементів доцільно застосовувати лише при відносно великих ексцентриситетах прикладання сили поздовжнього стиску N і великій гнучкості елементів, що поліпшує їхню працю у стадіях виготовлення, транспортування і монтажу. В усіх випадках стислі елементи з важкого бетону і бетону на пористих заповнювачах повинні мати гнучкість lo/i200 у будь-якому напрямі, а колони будівлі 120.
По характеру армування стислі елементи поділяються на три типи:
А) з гнучкою поздовжньою арматурою і поперечними стрижнями (хомутами);
Б) з гнучкою поздовжньою арматурою і поперечною арматурою у вигляді спиралей та сіток;
В) з жорсткою поздовжньою робочою арматурою.
Мінімальні розміри перерізу стислих елементів 250x250 мм. Поперечні розміри колони до 500 мм обирають кратними 50 мм, а при більшому розмірі - кратними 100 мм. Для таких елементів використовують різноманітні бетони класів В15-В50; в якості поздовжньої арматури звичайно використовують арматуру класів А-I, A-II і A-III діаметром 12-40 мм. У якості поперечної арматури використовують арматуру класів А-I, A-II або В-I та Вр-I. Діаметр хомутів у в'язаних каркасах приймають не менш 5 мм і не менше 0.2 - 0.25 max діаметру поздовжньої арматури. Діаметри поперечних стрижнів у зварних каркасах стислих елементів повинні також задовольняти умовам зварюваемості. Поперечні стрижні (хомути), що утримують поздовжню арматуру від втрати стійкості, містяться на відстані 500мм, а також:
А) при використанні в'язаних каркасів - на відстані не більш 15d.
Б) при використанні зварних каркасів - на відстані не більш 20d, де d - min діаметр поздовжньої арматури.
Відстань між напрямом сили стиску і поздовжньою осю елементу ео називають ексцентриситетом. У загальному випадку
ео=M/N + ea,
де ea - так званий випадковий ексцентриситет. При цьому ea приймають не меньш одного з значень:
ea 1/600 увсієї довжини елементу;
ea 1/30 висоти переріза елементу;
ea 1 см..
Для елементів статично невизначних конструкцій величину ексцентриситета ео приймають рівною ексцентриситету, отриманому з статичного розрахунку конструкції (М/N), але не менше ea. Для елементів статично визначених конструкцій ексцентриситет ео приймають по загальному випадку.
Враховуючи вагомий вплив гнучкості стислих елементів на їхню несучу здібність, конструкції зі стислими елементами слідує у загальному випадку розраховувати по деформованій схемі. Проте СНиП допускає робити розрахунок конструкції по недеформованій схемі, враховуючи при гнучкості 14 вплив прогину стислого елементу на його міцність шляхом множення ексцентриситета ео на коефіціент 1,
де /cr))
Критичною поздовжньою силою cr враховуються геометричні характеристики переріза, непружні властивості стислого бетону, тріщини у розтягненій зоні, вплив попередньої напруги та ін. Якщо при підрахунку виявиться, що N cr, належить збільшити розміри перерізу.
Експериментальні дослідження показали, що можливі два випадки роботи стислих залізобетонних елементів. Випадок 1 – при відносно великих ексцентриситетах. Руйнування елементу розпочинається із розтягненої зони при досягненні арматурою межі плинності або надмірних деформацій. Цей випадок реалізується при r.
Випадок 2 - при відносно малих ексцентриситетах. Руйнування елементу відбувається по стислій зоні при досягненні бетоном граничного опору на стиск до появи у розтягненій або слабо стислій арматурі межі плинності або надмірних деформацій.
Проектування стислих елементів прямокутного перерізу.
На рисунку представлена картина напруженого стану для стислого елементу прямокутного переріза без попередньої напруги, що руйнується по[щодо|з] випадку 1, при r.
Ексцентриситети е і е’ з урахованням гнучкості елементу
е = ео + 0.5h - a
е’ = ео - 0.5h + a’
Розрахункові вирази для цього окремого випадку витікають з загальних виразів попередньої лекції.
Рівняння несучої здібності:
Ne Rbbx(ho-0.5x) + RscAs’(ho-as’’)
Висоту стислої зони визначають з равенств:
а) при r (випадок 1).
N = Rbbx + RscAs’ - RsAs
б) при r (випадок 2)
N = Rbbx + RscAs’ - sAs,
де s підраховується по загальній формулі СНиП, а для стислих елементів, виготовлених з бетону класу В30 і нижче з ненапружуваною поздовжньою арматуроюкласів А-I, A-II и A-III по спрощеній формулі
s = (2(1- )/(1 - r ) -1)Rs
У практиці проектування зустрічаються дві основні задачі.
Перевірка несучої здібності
Якщо всі дані про елемент відомі, то в припущенні умови r спочатку обчислюють х:
х = (N - RscAs’ + RsAs)/ Rbb,
а після цього визначають граничне значення відносної висоти стислої зони бетону:
r = / (1 + (sr / sc,u )(1 - /1.1))
Перевіряється умова х r ho. Якщо воно виконується, по рівнянню визначають несучу здібність. Якщо умова не виконується, то висоту стислої зони обчислюють з рівняння випадку б), заздалегідь подсчитав s по загальній або спрощеній формулі.
Підбір арматури
Відомі: N, eo, b, h, Rb, Rs.
Невідомі Аs и Аs’
Спочатку встановлюють, до якого випадку позацентрового стиску відноситься дана задача. Тому що висота стислої зони бетону х невідома, то при ео 0.3 ho елемент доцільно запроектувати, як працюючий по випадку 1, а в протилежному випадку - по випадку 2.
Як відомо з розрахунку на міцність по нормальним перерізам залізобетонного елементу, який працює на згин, максимальний момент, сприйманий бетоном стислої зони і відповідною арматурою As при х = r ho буде дорівнювати
M r = mr Rbbho2 = Rbbx(ho-0.5x),
где mr = r(1 - 0.5r).
У випадку 1 (r) знаходять площу Аs’
Аs’= (Ne - mr Rbbho2)/Rsc (ho-as’)
Якщо по цьому виразу площа арматури виявиться нульовою або негативною, арматура у стислій зоні не вимагається по розрахунку і встановлюється конструктивно.
Площа розтягненої арматури As
As = (r Rbbho - N)/ Rs + Аs’Rsc/Rs
При даному значенні Аs’ (по конструктивним або іншим міркуванням) обчислюють
x(ho-0.5x) = (Ne - Rsc Аs’(ho-as’))/ Rbb
Так как x(ho-0.5x) = mho, то обчислюють
m = (Ne - Rsc Аs’(ho-as’))/ Rbbho2, а потім з таблиць знаходять і підраховують х = ho а потім As.
У випадку 2 розрахунок у принципі ведуть по тим же виразам, але замість величини Rs оперують напруженнями s, які обчислюються по СНиП.
Такі стислі елементи нерідко застосовують у практиці проектування, коли по опорним перерізам колон, стоек діють моменти, близькі по величині, але різних знаків.
При симетричному армуванні, коли Аs’ = Аs і Rs = Rsc (арматура класів A-I, A-II і A-III), коли RsАs = Аs’Rsc, то обчислюють х = N/ Rbb, а потім:
Аs = Аs’ = N(e - ho + N/2 Rbb)/Rsc(ho-as’)
ЛЕКЦІЯ № 9
ТЕМА: ПРОЕКТУВАННЯ І РОЗРАХУНОК РОЗТЯГНЕНИХ ЕЛЕМЕНТІВ
Зміст: 1. Конструювання розтягнених елементів.
2. Розрахунок розтягнених елементів.
В умовах центрального (осьового) розтягу знаходяться затяжки арок, нижні пояси та нисхідні косці ферм, стінки круглих у плані резервуарів для рідин та деякі інші конструктивні елементи.
Центрально-розтягнені елементи проектують, як правило, заздалегідь напруженими, що істотно підвищує опір утворенню тріщин у бетоні. Основні принципи конструювання залізобетонних центрально-розтягнених елементів такі ж, як для елементів, які працюють на згин. Стержньову робочу арматуру, що застосовується без попереднього напруження, з'єднують по довжині звичайно зварюванням. Стики унапусток без зварювання допускаються лише у плітних та стінових конструкціях. Розтягнена напружена арматура (стрижні, дротяні пучки, арматурні канати) в лінійних елементах не повинна мати стиків. У поперечному перерізі напружену арматуру розміщують симетрично, щоб при передачі зусилля попередньої напруги уникнути позацентрового обтискування елементу. При натягненні на бетон напружена арматура у процесі обтискування не працює у складі поперечного переріза елементу. В цьому випадку доцільно забезпечити елемент невеликою кількістю ненапружуваної арматури. Її розміщують ближче до зовнішніх поверхонь, щоб вона давала більший ефект у підсиленні елемента проти можливих позацентрових дій.
В умовах позацентрового розтягу знаходяться стінки резервуарів, прямокутних у плані, бункерів, нижні пояси безкосцевих ферм та ін. Позацентрово розтягненаі елементи звичайно попередньо напружені для підвищення їхньої тріщиностійкості. В позацентрово розтягненаих елементах 0.05%.
Розрахунок міцності центрально-розтягнених елементів виробляється по стадії III. Руйнування елементів відбувається після того, як у бетоні утворяться сквозні тріщини і він у цих місцях вимикається з роботи, а в арматурі напруження досягають межі плинності або тимчасового опору розриву. Несуча здібність центрально-розтягненого елементу зумовлена граничним опором арматури без урахування бетону. Умова міцності N=0
N s6R spA sp+R sA s;
де s6 - коефіціент умов роботи напруженої арматури для центрально-розтягнених елементів приймається:
А-IV........1,2
A-V дротяної і канатів.....1,15
A-VI .......1,1
Мінімальний вміст арматури >0,1%
Розглянемо на прикладі елементів прямокутної форми перерізу. Можливі 2 випадку розрахунку по міцності у залежності від положення поздовжньої сили N.
Випадок 1 - випадок малого ексцентриситета прикладання навантаження, коли зовнішня сила розтягу N прикладена поміж рівнодійними зусиль у арматурі S і S' (увесь переріз розтягнена). Розрахунок робиться по умовам:
Мінімальний зміст арматури повинен бути не менше 0.05%
Випадок 2 - випадок великого ексцентриситета прикладання сили розтягу N, коли поздовжня сила приложена за межами рівнодійних зусиль в арматурі S і S' (переріз має розтягнену і стислу зони). Несуча здібність елементу обумовлена граничним опором розтягу арматури розтягненої зони, а також граничним опором стиску бетону та арматури стислої зони. Розрахунок схожий на розрахунок елементів, які працюють на згин.
Розрахунок провадиться по III стадії НДС з умов:
При розрахунку по цим формулам повинна дотримуватися умова
Інакше потрібне приймати при визначенні висоти стислої зони.
В елементах прямокутного профіля для перевірки несучої здібності
Для визначення висоти стислої зони
При симетричному армуванні
Мінімальний зміст розтягненої арматури встановлюється не менше 0,05 %
ЛЕКЦІЯ №10
ТЕМА: БАЛКОВІ ЗБІРНІ ЗАЛІЗОБЕТОННІ ПЕРЕКРИТТЯ. ПРОЕКТУВАННЯ ПЛИТ ПЕРЕКРИТЬ.
Зміст: 1. Класифікація плоских перекрить
2. Компонування конструктивної схеми балкового збірного перекриття
3. Проектування плит перекрить
Залізобетонні плоскі перекриття - найбільш розповсюджені конструкції у промисловому і цивільному будівництві. Їхньому широкому застосуванню у будівництві сприяють висока индустриальность, економічність, жорсткість, вогнетривкість та довговічність. По конструктивним схемам залізобетонні перекриття можуть бути поділлені на дві основні групи: балкові та безбалкові. Балковими називають перекриття, у яких балки працюють спільно з опертими на них плитами перекрить. У безбалкових перекриттях плита спирається безпосередньо на колони з уширеннями, що називаються капителями.
Як перші, так і другі перекриття можуть бути збірними, монолітними і збірно-монолітними. Конструктивні схеми перекрить збірного і монолітного виконання різні, тому перекриття класифікують по конструктивним признакам слідуючим чином:
1) балкові збірні;
2) ребристі монолітні з балковими плитами;
3) ребристі монолітні з плитами, які спираються по контуру
4) балкові збірно-монолітні;
5) безбалкові збірні;
6) безбалкові монолітні;
7) безбалкові збірно-монолітні.
Плити у складі конструктивних елементів перекриття у залежності від відношення сторін опорного контура можуть бути: при відношенні сторін l2/ l1>2 - балковими, працюючими на згин у напрямку меньшої сторони; при цьому згинальним моментом у напрямку більшої сторони зважаючи на його малість нехтують; при l2/ l12, працюючими на згин у двох напрямках, що мають перехресну робочу арматуру. У будівництві, як правило, застосовують збірні перекриття, що відрізняються високой індустріальністю. Тип конструкції перекриття обирають у кожному випадку по економічним міркуванням у залежності від призначення будівлі, діючих навантажень, місцевих умов та ін.
Плити перекрить спираються на ригели, працюючи на згин, і для зменшення видатку матеріалів проектуються полегшеними – порожнинними або ребристими. При вилученні бетону з розтягненої зони зберігають лише ребра шириною, необхідною для розміщення зварних каркасів і забезпечення міцності панелей по похилому перерізу. При цьому плита у прольоті між ригелями працює на згин як балка таврового перерізу. Верхня полиця плити також працює на місцевий згин між ребрами. При необхідності влаштування гладкої стелі створюється нижня полиця, що утворить замкнуту полость. З форми поперечного переріза порожнинні плити бувають з овальними, круглими та вертикальними порожнинами, ребристі - з ребрами вгору (з влаштуванням чистого полу по ребрам), з ребрами додолу, суцільні. Спільний принцип проектування плит перекрить будь-якої форми поперечного перерізу полягає в вилученні можливо більшого об'єму бетону з розтягненої зони із збереженням вертикальних ребер, що забезпечують міцність елементу по похилому перерізу, у відповідності з технологічними можливостями заводу-виготовлювача. У плитах із порожнинами мінімальна товщина полиць складає 25...30мм, ребер-30…35 мм; у ребристих плитах ребрами вниз товщина полиці (плити) - 50...60 мм. При заданій довжині плит різних типів ширину їх приймають такою, щоб отримати градації маси, не що перевищують вантажопідйомність монтажних кранів 3...5 т (інколи більше). Плити шириною 3.2 м при прольоті 6 м перекривають цілком жилу кімнату; маса таких плит з порожнинами - 5...6 т. Порожнинні та суцільні плити, що дозволять створити гладку стелю, застосовують для жилих та цивільних будівель, ребристі панелі ребрами вниз - для промислових будівель з нормативними навантаженнями понад 5 кН/м2. Економічність плити оценіюють по наведеній товщині бетону, яку одержують при діленні на її об’єму на площу, та по видатку сталевої арматури. Найбільш економічні по видатку бетону плити з овальними порожнинами; наведена товщина бетону у них 92 мм, у той час, як у плитах з круглими порожнинами вона досягає 120 мм. Проте при виготовленні плит з овальними порожнинами виникають труднощі, викликані тим, що після вилучення порожниноутворювачів стінки каналів отформованного виробу інколи обваливаются. Тому в якості типових прийняті збірні плити з круглими пустотами. Плити ребрами догори при відносно малій наведенійї товщині бетону (80 мм) менш індустріальні бо при їхньому використанні вимагається влаштування настила під поли. У результаті вартість перекриття виявляється більш високою.
У ребристих панелях ребрами вниз (П-подібних) наведена товщина бетону - 105мм, видаток сталевої арматури на 1 м2 площі - 8.3...21.5 кг у залежності від тимчасового навантаження. Для заздалегідь напружених плит застосовують бетон класу В15, В25, для плит без попередньої напруги - бетон класу В15, В20.
Розрахунковий прольот плит lo приймають рівним відстані поміж осями її опор; при опиранні поверху ригелів
lo= l-b/2 (b- ширина ригелю) - при опиранні на полиці ригелів lo=l-а (а-розмір полки). При опиранні одним кінцем на ригель, іншим на стіну розрахунковий прольот дорівнює відстані від осі опори на стіні до осі опори у ригелі. Висота перерізу плити h повинна бути підібрана так, щоб поряд з умовами міцності були задовільнені вимоги жорсткості (граничних прогинів). При прольотах 5...7м висота перерізу плити що задовольнить водночас умовам міцності та жорсткості можна визначити по приблизній формулі
де с - коефіцієнт, що приймається для порожнинних панелей 18-20, для ребристих панелей з полицею у стислій зоні 30-34 (більші - при арматурі класу А-ІІ, меньші при арматурі класу А-ІІI); - коефіціент збільшення прогинів при тривалій дії навантаження, для порожнинних панелей =2, для ребристих панелей із полицею у стислій зоні =1.5. Висоту переріза заздалегідь напружених плит можна заздалегідь призначати рівною: h=lo/20 - для ребристих, h= lo/30 - для порожнинних плит. При розрахунку міцності по згинальному моменту ширина ребра дорівнює сумарній ширині всіх ребер плити; розрахункову ширину стислої полиці приймають рівній повній ширині панелі. При малій товщині стислої полиці, коли hf’/h<0.1, ширина полиці, яка вводиться у розрахунок, не повинна перевищувати , де n – кількість ребер у поперечному перерізі панелі. У ребристих панелях ребрами вниз при товщині полки hf’/h<0.1, але за наявності поперечних ребер, ширину полиці, яка вводиться до розрахунку, приймають рівній повній ширині панелі. Таким чином, розрахунок міцності плит зводиться до розрахунку таврового перерізу із полицею у стислій зоні. У більшості випадків нейтральна ось проходить у межах товщини стислої полиці, тому, визначивши
знаходять по таблиці и , потім перевіряють умову х=ho hf’, після цього знаходять площу розтягненої арматури
Для випадків, коли умова не виконується і нейтральна ось перетинає ребро, розрахунок провадять з урахуванням стиску в ребрі. Розрахункову ширину перерізу плити ребрами догори приймають рівній сумарній ширині ребер і розрахунок ведуть як для прямокутного переріза. Поперечну арматуру плити розраховують з умови міцності по похилому перерізу по розрахунковій ширині ребра b, рівній сумарній ширині всіх ребер переріза. У багатопорожнинних плитах висотою менш ЗОО мм дозволяеться поперечну арматуру не встановлювати, якщо вона не вимагається по розрахунку. По утворенню або розкриттю тріщин, а також по прогинам плиту розраховують у залежності від категорії вимог тріщиностійкості. При розрахунку прогинів переріз панелей із порожнинами призводять до еквівалентного двутаврового перерізу. Для панелей із круглими порожнинами еквівалентний двутавровий переріз знаходять з умови, що площа круглого отвору діаметром d рівна площі квадратного отвору зі стороною 0.9 d. Переріз панелей з овальними порожнинами призводять до еквівалентного двутаврового перерізу, замінюючи овальний переріз прямокутним з тією ж площею і тим же моментом інерції, дотримуючись також умови збігу центру ваги овалу та прямокутника, що заміняє овал. Обозначив як b1 і h1 ширину і висоту еквивалентного прямокутника, F та I – площу і момент інерції овала, отримують
F= b1h1, I = b1h13/12.
Звідси
Для порожнинних панелей з висотою перерізу 150...250 мм і шириною отворів до 5000 мм таке приведення може бути виконане спрощено, відповідно 0.9d для круглих і 0.95d для овальних отворів. Полиця плити працює на місцевий згин, як частково защемлена на опорах пролетом 1o, рівним відстані у світлі між ребрами. У ребристих плитах защемлення полиці створюють бетоном швов, що перешкоджає поверненню ребра. Згинальний момент
У ребристій плиті з поперечними проміжними ребрами, згинальні моменти полиці можуть бути визначені як у плиті, опертій по контуру, яка працює у двох напрямках.
Для армування застосовують зварні сітки та каркаси з звичайного арматурного дроту та горячокатаної арматури періодичного профіля. У якості поздовжньої напружуваної арматури застосовують стержньову арматуру класів А-IV, А-V, Ат-IVc, Ат-V, високоміцний дріт та канати. Армувати можна без попередньої напруги арматури, якщо прольот панелі менш 6 м. Поздовжню робочу арматуру розміщують по всій ширині нижньої полиці переріза порожнинних панелей і у ребрах ребристих панелей. Поперечні стрижні об'єднують із поздовжньою монтажною або робочою ненапружуваною арматурою у плоскі зварні каркаси, що розміщують у ребрах плит. Плоскі зварні каркаси у круглопорожнинних плитах розміщують лише на приопорних ділянках через одне-два ребра. До кінців поздовжньої ненапружуваної арматури ребристих плит приварюють анкери з уголків або пластин для закріплення стрижнів на опорі. Суцільні плити з важкого та легкого бетонів армують поздовжньою напруженою арматурою та зварними сітками. По чотирьом кутам плит розміщують монтажні петлі. У місцях установки петель суцільні панелі армують додатковими верхніми сітками. Номінальна ширина такий панелі - 1.5 м. Застосовують також плити шириною 3 м. Монтажні сполучення плит всіх типів виконують зварюванням сталевих закладних деталей та заповненням бетоном швів між плитами. У поздовжніх бічних гранях плит передбачають западини, призначені для утворення (після бетонування швів) преривчастих шпонок, які забезпечують спільну роботу плит на зрушення у вертикальному і горизонтальному напрямках. При такому об'єднанні збірних елементів перекриття являють собою жорсткі горизонтальні діафрагми. Якщо тимчасові навантаження на перекриттях v10 Н/м2, то ребристі плити при замоноличуванні швів доцільно об’єднати у нерозрізні. З цією метою шви поміж ребристими плитами на опорах армують зварними седлоподібними каркасами, які перетинають ригель. На навантаження, діючі після замоноличивания, такі плити розраховують як нерозрізні.
ЛЕКЦІЯ №11
ТЕМА: ПРОЕКТУВАННЯ РИГЕЛІВ БАЛКОВИХ ПОКРИТЬ.
Ригель багатопрольотного перекриття являє собою елемент рамной конструкції. При вільному опирании кінців ригеля на зовнішні стіни і рівних прольотах його розраховують як нерозрізну балку. При цьому можливє урахування утворення пластичних шарнірів, що призводять до перерозподіла і вирівнювання згинальних моментів поміж окремими перерізами. Суть розрахунку статичних невизначних залізобетонних конструкцій з урахуванням перерозподілу зусиль полягає у наступному. При деякому значенні навантаження напруження в розтягненій арматурі з м'якої стали досягають межі плинності. Із розвитком в арматурі пластичних деформацій (плинності) у залізобетонній конструкції виникає ділянка великих місцевих деформацій, що називається пластичним шарніром. У статично визначеній конструкції, наприклад у вільно опертій балці, з появою пластичного шарніру під впливом взаємного повороту частин балки та значного прогину висота стислої зони скорочується, у результаті чого сягається напруження у стислій зоні b=Rb, наступає руйнування.
Інакше веде себе статично невизначена конструкція. У балці, защемленій на опорах, із появою пластичного шарніру поверненню частин балки, розвитку прогину системи та збільшенню напруження у стислій зоні перешкоджають зайві зв'язки (защемлення на опорах); виникає стадія II-а, при якій s= y, але b<Rb. Тому при подальшому збільшенні навантаження руйнування у пластичному шарнірі не трапиться до тих пор, доки не з'являться нові пластичні шарніри і не вимкнуться зайві зв'язки. У статично невизначеній системі виникнення пластичного шарніру равносильно знищенню зайвого зв'язку і зниженню на один ступінь статичної невизначеності системи. Для розглянутої балки з двома защемленими кінцями виникнення першого пластичного шарніру перетворює її у систему, один paз статично невизначну; втрата геометричної незмінюваемості може настати лише з утворенням трьох пластичних шарнірів - на обох опорах і у прольоті. У загальному випадку втрата геометричної незмінності системи з n зайвими зв'язками настає з утворенням n+1 пластичних шарнірів. У статично невизначеній конструкції після появи пластичного шарніру при подальшому збільшенні навантаження відбувається перерозподіл згинальних моментів між окремими перерізами. При цьому деформації у пластичному шарнірі збільуються, але значення згинального моменту залишається колишнім:
М=RsAszb.
Плечо внутрішньої пари сил zb після утворення пластичного шарніру при подальшому зростанні навантаження збільшується незначно та практично приймається постійним.
Розглянемо на прикладі балки, яка затиснута на двох опорах, послідовність перерозподіла згинальних моментів. Із появою пластичного шарніру на однієї з опор при навантаженні F, балка набуває нової розрахункової схеми – з однією затисненою та іншою шарнірною опорами. При подальшому підвищенні навантаження балка працює по цій новій розрахунковій схемі. З моменту появи пластичного шарніру на другій опорі при збільшенні навантаження, балка перетворюється у вільно оперту. Утворення пластичного шарніру у прольоті при додатковому навантаженні перетворює балку у змінну систему, т. ч. призводить до руйнування. У граничній рівновазі - безпосередньо перед руйнуванням - згинальні моменти балки знаходять cтатичним або кінематичним засобами. Розрахунок та конструювання статичних невизначних залізобетонних конструкцій по перерозподіленим моментам дасть можливість полегшити армування перерізів, що особливо важливо для монтажних стиків на опорах збірних конструкцій, а також дозволяє стандартизувати і здійснити у необхідних випадках однакове армування зварними сітками і каркасами тих зон, де при розрахунку по пружній схемі виникають різні по значенню згинальні моменти. При тимчасових навантаженнях та різних завантаженнях розрахунок по перерозподіленим моментам у порівнянні з розрахунком по пружній схемі може дати 20...30% економії арматурної сталі.
Значення перерозподіленого моменту не завдають, але необхідно виконати розрахунок по граничним станам другої групи. Практичне обмеження розкриття тріщин у перших пластичних шарнірах досягається обмеженням перерозподіленого моменту із тим, щоб він не занадто різко відрізнявся від моменту по пружній схемі і приблизно складав не менше 70% його значення. Щоб забезпечити умови, що відповідають передумові методу граничної рівноваги, тобто можливості утворення пластичних шарнірів і розвитку достатніх місцевих деформацій при досягненні конструкцією граничної рівноваги, необхідно дотримуватися наступних конструктивних вимог: конструкції слідує проектувати так, щоб причиною їх руйнування не міг бути зріз стислої зони або руйнування бетону під дією головних напружень стиску; армування перерізів, в яких намічене утворення пластичних шарнірів, слідує обмежувати так, щоб відносна висота стислої зони 0.35; необхідно застосовувати арматурні стали з майданчиком плинності або зварні сітки з звичайного арматурного дроту. На дію динамічних навантажень (сейсміка, ударна вибухова, то що) залізобетонні статичні невизначні конструкції також доцільно розраховувати з урахуванням утворення пластичних шарнірів. Якщо конструкція армована стержньовою арматурою без майданчика плинності, то після досягнення якимось моментом умовного граничного значення М0.2 при умовній межі плинності 0.2 зріст моменту не припиняється, а уповільнюється. Несуча здібність конструкції у цьому випадку визначається граничним подовженням арматури або граничною міцністю бетону стислої зони. Перерозподіл зусиль у статично невизначної залізобетонної конструкції відбувається і на більш ранній стадії праці під навантаженням - під впливом зміни жорсткості опорних та пролетних перерізів внаслідок утворення та розкриття тріщин у розтягнених зонах елементів. Хоча це не оказує помітної дії на перерозподіл зусиль у стані граничної рівноваги (перед утворенням пластичних шарнірів), але істотно впливає на роботу конструкції в експлуатаційній стадії і тому враховується у розрахунках.
Для нерозрізних балок спрощений спосіб урахування перерозподіла зусиль такого роду полягає в наступному. Опорні моменти обчислюють як у пружній системі та множать на коефіціенти, що оцінюють неоднакову жорсткість опорних та прольотних перерізів. Далі по виправленим опорним моментам звичайним шляхом обчислюють пролетні моменти. Значення коефіціентів до опорних моментів при розподіленій навантаженні або декількох зосереджених вантажах; для середніх опор багатопрольотних балок
для середньої опори двухпрольотної балки
для першої проміжної опори багатопрольотних балок – середнє значення коефіцієнту з наведених двох формул. В цих формулах =ВL/Вsup - відношення жорсткості перерізів із тріщинами у прольоті та на опорі. Розрахунок нерозрізного ригеля як пружної системи слугує основою для наступного перерозподіла згинальних моментів. Розрахунковий прольот ригеля приймають рівним відстані поміж осями колон; у першому прольлті при опиранні на стіну розрахунковий прольот вважається від осі опори на стіні до осі колони. Навантаження на ригель від панелей може бути рівномірно розподіленим (при порожнинних або суцільних панелях) або зосередженим (при ребристих панелях). Якщо число зосереджених сил, діючих у прольоті ригелю, більш ніж чотири, те їх призводять до еквівалентного рівномірно розподіленого навантаження. Для попереднього визначення власної ваги ригеля розміри його перерізу приймають
b=(1/10...1/15)L; b = (0,3...0.4)h.
Згинальні моменти і поперечні сили нерозрізної балки при рівних або відрізняючихся не більш ніж на 20% довжини прольотах визначають:
для рівномірно розподіленого навантаження
для зосереджених навантажень
де , - табличні коефіціенти при визначенні М від відповідних завантажень постійним g і тимчасовим v навантаженнями; , - табличні коефіціенти при визначенні Q від відповідних завантажень постійним і тимчасовим навантаженням. При розташуванні тимчасового навантаження крізь один прольот отримують максимальні моменти у прольотах, що завантажуються; при розташуванні тимчасового навантаження у двох суміжних прольотах і далі через один прольот отримують максимальні по абсолютному значенню моменти на опорі. У нерозрізному ригелі доцільно послабити армування опорних перерізів і спростити монтажні стики. Тому з метою перерозподілу моментів у ригелі до епюри моментів від постійних навантажень і окремих невигідно розташованих тимчасових навантажень додають додаткові треугольні епюри з довільними по знаку і значенню опорними моментами. При цьому ординати перерозподіленої епюри моментів у розрахункових перерізах повинні складати не менше 70% значень, обчислених по пружній схемі. На основі окремих завантажень будують огибаючі епюри М та Q. Можливий також спрощений cпособ розрахунку нерозрізного ригеля по перерозподіленим моментам, який полягає у тому, що у якості розрахункової перерозподіленої епюри моментів приймають епюру моментів пружної нерозрізної балки, отриману для максимальних прольотних моментів при розташуванні тимчасового навантаження через один прольот. Розрахунковим на опорі є переріз ригеля по грані колони. У цьому перерізі згинальний момент
де h - висота переріза колони.
Момент М1 має більше абсолютне значення з боку прольота, завантаженого тільки постійним навантаженням; тому у формулу слідує подставлять значення поперечної сили Q, відповідне завантаженню цього прольота. По моменту М1 уточнюють розмір поперечного перерізу ригеля при значенні =0.35:
Переріз поздовжньої арматури ригеля підбирають по моменту у чотирьох нормальних перерізах: у першому і середньому прольотах, на першій проміжній опорі та на середній опорі. Розрахунок поперечної арматури по Q ведуть для трьох похилих перерізів: у першої проміжної опори ліворуч та праворуч, та у крайньої опори.
Поперечний переріз ригеля може бути прямокутним, тавровим з полицями вгорі, тавровим з полицями внизу. При опиранні панелей перекриття на нижні полиці ригеля таврового перерізу будівельна висота перекриття зменшується. Стики ригелів звичайно розміщують безпосередньо у бічної гран колони. Діючий у стиках ригелей опорний момент викликає розтяг верхньої частини і стиск нижньої. У стикових сполученнях ригель може спиратися на залізобетонну консоль колони або ж на опорний столик з уголків, випущених з колони. У верхній частині стику випуски арматури з колони і ригелю з'єднують вставкой арматури на ванному зварюванні, що підвищує точність монтажного сполучення у випадку порушення осьової відповідності випусків арматури. У нижній частині стику монтажними швами з'єднують закладні деталі колони і ригеля. Після приварки монтажних хомутів полость стику бетонують.
Приховані стики на консолях (з підрізуванням торца ригелю) ускладнюють конструювання, бо вимагають підсилення арматури куту входу додатковими каркасами і закладними деталями, що підвищують видаток стали та трудомісткість виготовлення; крім того, при такому стику знижується несуча спроможність і жорсткість ригеля на опорі. Ці стики вважаються шарнірними, фігурна ж сталева наладка, приварювана на монтажі, забезпечує сприймання невеликого згинального моменту (-50 кHм). У безконсольних стиках, як показали дослідження, поперечна сила сприймається бетоном замоноличування полості і бетонними шпонками, що утворюються у призматичних заглибленнях на бічній поверхні колони і в торцях збірного ригелю. Спеціальними дослідженнями встановлено, що цей стик рівноміцний з консольним стиком, але в той же час по видатку матеріалів та трудомісткості він економичніше. Розміри опорної консоли визначають у залежності від опорного тиску ригелю Q; при цьому вважається, що ригель спирається на розташований у вільного краю консоли майданчик довжиною
де =0.75 - коефіціент, що враховує нерівномірнийе тиск ригелю на опорну консоль;
- розрахунковий опір бетону місцевому стисканню (=13,5Rbt/Rb для бетонів класу В25 и вище, =1 для бетонів класу нижче В25, b=1 при місцевому краевому навантаженню на консоль); bbm - ширина ригелю.
Для бетонів нижче класу В25 Rb,loc=Rb.
Наименьший виліт консоли з урахуванням зазора між торцом ригелю і гранню колони - l1=l+c. Звичайно приймають 11=200...300 мм. При цьому відстань від грані колони до сили Q
а = 11 - (1/2)
У коротких консолей (l10,9h0) кут стислої грані з горизонталлю не повинен перевищувати 45. Висота консолі у перерізі у грані колони h= (0,7...0,8) hbm, у вільного краю h1h/2.
Міцність короткої консолі перевіряють по похилій стислій смузі між силою та опорою з умови
праву частину умови приймають не більш 3,5Rbtbh0 і не меньш 0,6Rbtbh0, де - кут наклона розрахункової стислої смуги до горизонталі.
Коефіціент, що враховує вплив хомутів, розташованих по висоті консоли, визначають по формулі
Площа перерізу поздовжньої арматури консоли підбирають по згинальному моменту у грані колони, збільшеному на 25%
Короткі консоли висотою перерізу h>2.5а армують горизонтальними або похилими хомутами. Крок хомутів повинен бути не більш 150 мм і не більш h/4.
Ригель армують звичайно двома плоскими зварними каркасами. При значних навантаженнях можливий третій каркас у середній частині прольота. Площа розтягнених стрижнів каркасів та їхнє число встановлюють при доборі перерізів по згинальним моментам у розрахункових перерізах на опорі і в прольоті. По мірі відхіду від цих перерізів ординати огибаючої епюри М зменшуються, отже, може бути зменшена і площа перерізу арматури. У цілях економії арматурної сталі частина поздовжніх стрижнів може бети обірвана у відповідності із зміною огибаючої епюри моментів. Переріз ригеля, в якому окремий розтягнений стрижень по розрахунку вже не потрібний, називають місцем його теоретичного обриву. Такі стрижні заводять за місце теоретичного обриву на довжину W.
Для перевірки економічності армування ригеля і міцності всіх його перерізів будують епюру арматури (епюру матеріалів). Ордінати епюри обчислюють як моменти внутрішніх сил у розглядуваних перерізах ригеля
Епюра арматури у місці теоретичного обриву стрижнів має східчастий обрис з вертикальними уступами. Там, де епюра арматури значно відходить від епюри М – перебільшений запас міцності (перебільшення розтягненої арматури); у місцях, де східчаста лінія епюри арматури перетинає епюру М, міцність перерізу недостатня.
ЛЕКЦІЯ №12
ТЕМА: МОНОЛІТНІ, ЗБІРНІ ТА ЗБІРНО-МОНОЛІТНІ ПЕРЕКРИТТЯ.
Зміст: 1. Ребристі монолітні перекриття з балковими плитами
2. Ребристі монолітні перекриття з плитами, що спираються по контуру
3. Конструкції збірно-монолітних перекрить
4. Безбалкові збірні перекриття.
Ребристі перекриття з балковими плитами складаються з плити, працюючої по короткому напряму, другорядних і головних балок. Всі елементи перекриття монолитно пов'язані та виконуються з бетону класу В15. Суть конструкції монолітного ребристого перекриття у тому, що бетон у цілях економії усунений з розтягненої зони перерізів, де збережені лише ребра, в яких сконцентрована розтягнені арматура. Полиця ребер (плита) з прольотом, рівним відстані поміж другорядними балками, працює на місцевий згин. Другорядні балки спираються на монолитно зв'язані з ними головні балки, а ті, у свою чергу, на колони і зовнішні стіни. Головні балки мають у поздовжньому або поперечному напрямі будівлі з прольотом 6...8 м. Другорядні балки розміщують так, щоб ось однієї з балок співпала з осю колони. Прольот другорядних балок складає 5...7 м, плити - 1.7...2.7 м. Товщину плити по економічним міркуванням приймають можливо меншою. Мінімальні її значення складають: для міжповерхових перекрить промислових будівель - 60 мм, житлових і цивільних будівель – 50 мм. При значних тимчасових навантаженнях може бути необхідним збільшення товщини плити до 80...100 мм (по умовам економічного армування). Висота перерізу другорядних балок звичайно складає 1/12...1/20L, головних балок - 1/8... 1/15L. Ширина перерізу балок b=0, 4...0.5 h.
Розрахунковий прольот плити приймається рівним відстані у світлі поміж другорядними балками (до місця зміни розміру висоти перерізу) і при спиранні на зовнішні стіни - відстані від осі опори на стіні до грані ребра; для розрахунку плити у плані перекриття умовно виділяється смуга шириною 1 м. Розрахунковий прольот другорядних балок також приймають рівним відстані у світлі поміж головними балками, а при спиранні на зовнішні стіни - відстані від осі опори на стіні до грані головної балки. Згинальні моменти у нерозрізних балкових плитах і другорядних балках із прольотами різної або відмінної не більш ніж на 20% довжиною, визначають з урахуванням перерозподілу моментів.
На середніх прольотах і опорах момент
На першій проміжній опорі
У першому прольоті
У плитах, по всьому контуру монолитно зв'язаними з балками, згинальні моменти під впливом розпіру в граничній рівновазі зменшуються. Тому у розрахункових перерізах середніх прольотів і середніх опор вони зменшуються на 20% за умови, що
Для другорядних балок огібаюча епюра моментів будується для двох схем завантаження:
Умовне навантаження вводять в розрахунок для того, щоб визначити дійсні негативні моменти у прольоті другорядної балки. Головна балка створює додаткові закріплення, що перешкоджають вільному поверненню опор другорядних балок, і цим зменшує вплив тимчасового навантаження у завантажених прольотах на незавантажені.
Поперечні сили другорядної балки приймають
Q = 0,4(g+v)L;
на першій проміжній опорі ліворуч
Q = 0,6(g+v)L
Для інших
Q = 0,5(g+v)L.
При доборі перерізів у першу чергу уточнюють розмір поперечного перерізу другорядної балки по опорному моменту на першій проміжній опорі. Оскільки розрахунок ведуть по вирівненим моментам, приймають =0.35, визначаючи робочу висоту. Встановивши остаточно уніфіковані розміри перерізу b та h, підбирають робочу арматуру у чотирьох розрахункових нормальних перерізах: у першому і середньому прольотах – як для таврового переріза, на першій проміжній і середній опорах - як для прямокутного переріза. На дію негативного моменту у середньому прольоті розрахунок виконують як для прямокутного переріза. Поперечні стрижні розраховують для трьох похилих перерізів: у першої проміжної опори ліворуч і пріворуч та у крайньої вільної опори.
Всі викладені положення розрахунку можуть бути прикладені до розрахунку головної балки монолітного ребристого перекриття. На головну балку передається зосереджене навантаження від опорного тиснення другорядних балок (що лише при двупрольотних другорядних балках визначають з урахуванням нерозрізності). Крім того, враховують власну вагу головної балки. У місцях пересічення другорядної та головної балок над колоною у верхній зоні пересікаються верхня арматура трьох елементів: плити, другорядної балки і головної балки. Тому на опорі головної балки у залежності від числа рядів арматури приймають a=60...90мм. Особливістю добору перерізів головної балки по згинальним моментам є те, що на
дію позитивного моменту у прольоті вона працює як таврова із шириною полиці , а на дію негативного моменту на опорі – як прямокутна з шириною ребра b. Багатопрольотні балкові плити у відповідності з характером епюри моментів армують рулоними сітками з поздовжнім розташуванням робочої арматури. Рулон розкатують по опалубці впоперек каркасу другорядних балок; сітки гнуть на відстані 0.25L від осі опори (у місцях нульових моментів). У першому прольоті на основну сітку плити може вкладатися додаткова, яку заводять за опори на 0.25L. Якщо потрібна більш потужна робоча арматура - діаметром 6 мм й більш, плити армують в прольоті і на опорі окремо рулоними сітками з поперечним розташуванням робочої арматури. Другорядні балки армують у прольоті плоскими каркасами (звичайно двома), що перед розміщенням у опалубці поєднують у просторовий каркас приваркой горизонтальних поперечних стрижнів. Ці каркаси доходять до граней головних балок, де зв'язуються понизу стиковими стрижнями. На опорах другорядні балки армують двома гнутими сітками із поздовжніми робочими стрижнями.
Місця обриву надопірних сіток встановлюють у відповідності з епюрою негативних моментів. При відношенні тимчасового навантаження до постійного v/gЗ одну сітку обривають на відстані 1/4L, а другу - на відстані I/3L від гран опори. Негативні моменти у прольоті за місцем обриву сіток сприймаються верхньою арматурою каркасу балки. Головну балку армують у прольоті двома або трьома плоскими каркасами, що перед установкою в опалубку об'єднують у просторовий каркас. Два плоских каркаси доводять до гран колони, а третій (якщо він є) обривають у відповідності з епюрой моментів. Можливий також обрив у прольоті частини стрижнів каркасів. На опорі головну балку армують самостійними каркасами, які проходять крізь арматурний каркас колон. Місця обриву каркасу і окремих стрижнів влаштовують на епюрі арматури. На головну балку навантаження передається крізь стислу зону на опорі другорядної балки – у середній частині висоти головної балки. Це місцеве зосереджене навантаження сприймається підвісками: поперечною арматурою головної балки і додатковими сітками у місцях опирання другорядних балок. Площа перерізу арматури, працюючої як підвіски, визначають з формули
Конструктивна схема складається з плит, працюючих у двох напрямах та балок, що їх підтримують. Розміри сторін плит - 4-6 м, співвідношення сторін - 1-1.5. Балки призначають однакової висоти і розміщують по осям колон у двох напрямах. Перекриття без проміжних колон і з малими розмірами плит (менш 2м) називають кесоними. Товщина плити у залежності від її розмірів у плані та значення навантаження - 50-140 мм, але не менше 1/50L. Перекриття з плитами, що спираються по контуру, застосовують головним чином по архітектурним міркуванням. По видатку арматури і бетону вони менш економічні, ніж перекриття з балковими плитами. Плити, що спираються по контуру, армують плоскими зварними сітками з робочою арматурою в обох напрямках (додаткова сітка посередині плити з краями на 1/4 довжини короткого прольота при нерозрізних плитах і 1/8 при розрізних).
Моменти, що виникають у плиті визначають з
Якщо одна з нижніх сіток не доводиться до опори на 1/4 L,
Користуючись таблицями співвідношень між моментами, знаходять невідомі. Переріз арматури плит підбирають, як для прямокутних перерізів. Робочу арматуру у напрямку меншого прольота розміщують нижче арматури, що йде у напрямі більшого прольота.
Збірно-монолітна конструкція являє собою набір з збірних елементів і монолітних частин. Бетон замонолічування цих ділянок слугує для зв'язку конструкції в єдину систему. Найчастіше збірні елементи слугують остовом для монолітного бетону і в них розміщена основна, частіше напружувана арматура. Додаткову арматуру монолітних частин можна вкладати на остов з збірних елементів. Бетон монолітних ділянок - В15.
Безбалкове перекриття являє собою систему збірних панелей, що спираються безпосередньо на капітелі колон. Основне конструктивне призначення капітелів - забезпечити жорстке поєднання перекриття з колонами, зменшити розмір розрахункових прольотів і створити опору для панелей. Сітка колон - звичайно квадратна 6х6м.
Перевага у порівнянні з балковими - у кращому використанні об'єму приміщень із-за відсутності ребер. Застосовують для виробничих будівель із великими тимчасовими навантаженнями. При тимчасових навантаженнях більше 10 кН/м2 безбалкові економичніше балкових.
Конструкція збірного безбалкового перекриття – складається з 3 основних елементів - капітелі, надколонної панелі та прольотної панелі. Капітель спирається на уширення колони і сприймає навантаження від надколоних панелей, що ідуть у двох взаємно перпендикулярних напрямах, та працюючих як балки. У цілях утворення нерозрізності надколонні панелі закріплюються поверху зварюванням закладних деталей. Прольотна панель спирається по 4 сторонам на надколонні панелі, що мають полиці, і працює, як плита, що спирається по контуру. Після зварювання закладних панелі в сполученнях замонолічують. Безбалкове працює подібно ребристому з плитами, що спираються по контуру, у якому надколонні капітелі працюють, як широкі балки. Панелі перекрить бувають ребристими або порожнинними. Колони мають поповерхову розрізку.
ЛЕКЦІЯ №13
ТЕМА: КОНСТРУКЦІЇ ОДНОПОВЕРХОВИХ ПРОМИСЛОВИХ БУДІВЕЛЬ
Зміст: 1. Компонування поперечних рам.
2. Елементи конструкцій.
Елементи конструкцій.
Особливістю таких будівель є обладнання підвісними та мостовими кранами. Крани переміщуються по шляхам, які спираються на консолі колон або підвішені до елементів покриття. Покриття може бути виконане балковим з окремих лінійних елементів або просторовим у вигляді оболонок. До елементів конструкції одноповерхової каркасної будівлі з балковим покриттям відносяться: колони, защемлені у фундамент, ригели покриття (балки, ферми, арки), плити покриття, підкранові балки, світлові або аераціоні ліхтарі. Основна конструкція каркасу - поперечна рама, складена колонами і ригелями. Просторова жорсткість та стійкість досягаються защемленням колон у фундаментах. У поперечному напрямку просторова жорсткість забезпечується поперечними рамами, у поздовжньому - поздовжніми (колони, елементи покриття, підкранові балки і поперечні зв'язки).
Ригелі поперечних рам по своїй конструкції можуть бути суцільними або гілчастими, а з'єднання їх зі стійками - жорстке або шарнірнє. Жорстке з'єднання ригелів і колон рами призводить до зменшення згинальних моментів. Проте при цьому не досягається незалежна типизация ригелів і колон рами, бо навантаження, прикладене до колони, викликає згинальні моменти і в ригелі та навпаки. Крім того, шарнірне з'єднання спрощує форму ригелів і конструкцію стику. У результаті конструкція одноповерхових рам з шарнірними вузлами прийняті, як найбільш економічні в якості типових.
При прольотах до 18 м застосовують заздалегідь напружені балки у якості ригелів; при прольотах 24, 30 м - ферми. Колони каркасної будівлі можуть бути суцільними чи двохгілковими. Суцільні застосовують при кранах вантажопідйомністю до 30 т та відносно невеликій висоті будівлі (до 12 м). Розміри перерізу у залежності від прив’язки - для крайніх колон – 380 або 600 мм; для середніх – 500 або 600 мм. Ширина перерізу 400 – 600 мм. Розміри перерізу суцільних колон у підкрановій частині встановлюють з розрахунку по несучій здібності і з достатній жорсткості. Прийнято рахувати жорсткість колон достатньою, якщо h1=(1/10-1/14)H1. Сквозні колони мають у нижній підкрановій частині дві гілки, з'єднані розпірками. Висота перерізу крайніх h1=1000-1300 мм, а середніх – 1200-1600 мм. При цьому висота перерізу гілки - 250 чи 300 мм. Відстань між осями розпірок приймають 8-10h. Розпірки розміщують так, щоб нижня розпірка знаходилась на рівні або нижче рівня полу. Наступна розпірка – на відстані 1.8 м для забезпечення проходу. Висоту перерізу розпірки приймають 1.5 - 2h, а ширину – рівній ширині перерізу гілки. Глибину защемлення колони у фундаменті приймають більшим з 2х розмірів:
Крім того, глибина защемлення колони повинна бути перевірена з умови достатньої анкеровки поздовжньої робочої арматури.
Колони звичайно виготовляють у вигляді единого елементу. Застосовують бетон класів В15-30.
Підкранові балки.
Як правило - попередньонапружені. Зазнають динамічних дій від мостових кранів і тому їхнє застосування раціонально при вантажопідйомності кранів до 30 т середнього та легкого режимів роботи.
Найбільш вигідна двутаврова форма переріза. Розвинена верхня полиця підвищує жорсткість балки у горизонтальному напрямку, зменшує переміщення при поперечних тормозних зусиллях і поліпшує умови монтажу та експлуатації кранових шляхів й крану; нижня полиця дасть можливість зручно розмістити напружену арматуру і забезпечить міцність балки при відпустці арматури. Розрахунковим на вертикальні навантаження є тавровий переріз із верхньою стислою полицею, а на горизонтальні - прямокутне (верхня полиця). Висоту переріза підкранових балок призначають в межах h= (1/8-1/10)l, товщину верхньої полиці , ширину . По умовам кріплення і рихтовки кранових шляхів розмір полиці - 500-650 мм. Типові підкранові балки мають висоту 1000 мм при прольоті 6 м і 1400 м при прольоті 12 м.
Заздалегідь напружені балки армують високоміцним дротом, стержньовою арматурою, канатами. Арматурні каркаси в зв'язку із динамічними навантаженнями виконують в'язаними. На опорах балки підсилюють ребрами і додатковою поперечною арматурою у вигляді стрижнів, сіток, хомутов, що забезпечують міцність і тріщиностійкость торців при відпустці натягнення. Застосовують бетон В30-В50. Маса підкранової балки прольотом 12 м складає 10-12 т.
Плити покрить.
Бувають під прогінну та безпрогінну покрівлі.
Плити безпрогінної покрівлі бувають ребристі, типу 2Т, під малопохилу покрівлю та типу КЖС. Ребристі плити безпрогінних покрить являють собою великі ребристі панелі розмірами 3х12 та 3х6 м, що спираються безпосередньо на ригели поперечних рам; плити 1.5 х12 та 1.5 х6 м, що використовують, як добірні елементи у місцях підвищених снігових відкладень - у ліхтарів, у перепадах профілів покриття. Плити прогінних покрить мають значно менші розміри - 3х0.5 та 1.5 х0.5 м. Вони спираються на залізобетонні прогіни, а ті на ригели поперечних рам.
Безпрогінна система покрить у найбільшій мірі відповідає вимогам технологічності монтажу і скорочення числа монтажних одиниць. Ребристі плити 3х12, прийняті в якості типових, мають поздовжні ребра перерізом 100х450 мм, поперечні ребра перерізом 40х150 мм, полицю товщиною 25 мм, уширення у кутах – вути, якими забезпечується надійність праці в умовах систематичного впливу горизонтальних зусиль від торможення мостових кранів. Поздовжні ребра армують стержньовою або канатною напружуваною арматурою, поперечні ребра і полиці - зварними каркасами та сітками. Бетон приймають В30, В40. Плити двоконсольні 2Т розмірами 3х12 та 3х6 м мають поздовжні ребра, розташовані на відстані 1.5 м та консольні звиси полиць. Завдяки зменшенню згинальних моментів у поперечному напрямку ребер не роблять, форма плити спрощуеться. У плитах розміром 3х12 поздовжні попередньо напруженні ребра виробляються заздалегідь, а після цього бетонують полицю. Зв'язок ребер із полицею створюється влаштуванням випусків арматури і зчепленням бетону. Окреме виготовлення дозволяє знизити клас бетону полиць до В15. Плити 3х6 виготовляють як окремо, так і цілком. Багатомірні плити 3х18 та 3х24 м, що спираються на балки прольотом 6 або 12 м, розроблені для покрить зі скатною та малопохилою покрівлею. Плити 2Т у цьому рішенні мають трапецуваті поздовжні ребра з ухилом верхнього поясу 1:12 та полицю змінної товщини (25-60 мм). Плити багатомірні залізобетонні склепінчасті КЖС мають криволінійні поздовжні ребра з уширеннями у нижній і верхній частинах, гладку полицю товщиною 40-50 мм у середині прольота та 140-160 мм у торцях у опор. Плити ребристі під малопохилу покрівлю мають трапецуваті поздовжні ребра з ухилом верхнього поясу 1:20, 1:30, поперечні ребра із кроком 1000 мм та полицю товщиною 25 мм. По техніко-економічним показникам ребристі малопохилі плити дещо гірше склепінчатих КЖС, проте мають перевагу при влаштуванні покрівлі з застосуванням механізації.
Балки покрить можуть мати прольоти 12 та 18 м, а в окремих конструкціях - 24 м. Обрис верхнього поясу при
двосхилому покритті може бути трапецуватим з постійним ухилом, ломаним чи криволінійним. Балки односхилого покриття виконують з паралельними поясами або ламаним нижнім поясом, плоского покриття - з паралельними поясами. Крок балок покрить - 6 або 12 м.
Найбільш економичний поперечний переріз балки покриття - двутавровий зі стінкою, товщину якої (60-100 мм) встановлюють головним чином з умов розміщення арматурних каркасів, забезпечення міцності та тріщиностійкості. У опор товщина стінки плавно збільшується і влаштовується поширення у вигляді вертикального ребра жорсткості. Стінки балок у середній частині прольота, де поперечні сили незначні, можуть мати отвори круглої чи багатокутової форми, що знижує видаток бетону, створює можливість запровадження комунікацій. Висоту перерізу балок у середині прольота приймають 1/10-1/15L. Висоту переріза двосхилої трапецуватої балки у середині прольота визначають ухил верхнього поясу (1: 12) і типовий розмір висоти перерізу на опорі (800 або 900мм). У балках із ламаним обрисом верхнього поясу завдяки дещо більшому ухилу верхнього поясу у крайній чверті прольота досягається більша висота перерізу у прольоті при збереженні типової опорної. У таких балках досягається понижений видаток матеріалів за рахунок того, що форма балок наближена до форми епюри згинальних моментів. Проте ускладнена форма підвищує вартість їхнього виготовлення. Ширину верхньої стислої полиці для забезпечення жорсткості та тривалості при транспортуванні та монтажі приймають 1/50-1/60L. Ширину нижньої полиці для зручного розміщення поздовжньої розтягненої арматури - 250-300мм.
Двосхилі балки виконують з бетону В25-В40 та армують дротяною, стержньовою та канатною напруженою арматурою. Стінку балки армують зварними каркасами, поздовжні стрижні якої є монтажними, а поперечні - розрахунковими. Приопорні ділянки балок для відвертання утворення поздовжніх тріщин при відпустці натягнення арматури (чи для обмеження ширини їхнього розкриття) підсилюють додатковими поперечними стрижнями, що приваривают до сталевих закладних деталей.
Двосхилі балки двутаврового перерізу для обмеження розкриття тріщин у верхній зоні балки при відпустці натягнення арматури, доцільно армувати також і конструктивною напруженною арматурою, що розміщається на рівні верху перерізу на опорі. Цим зменшується ексцентриситет сили обтискування та попередні напруження розтягу у бетоні верхньої зони.
Двосхилі балки прямокутного перерізу із часто розташованими отворами називають гратчастими. Типові гратчасті балки у залежності від значення розрахункового навантаження мають градацію ширини прямоуголльного перерізу 200, 240 і 280 мм. Для кріплення плит покриття у верхньому поясі всіх балок закладені сталеві закладні деталі. Балки двотаврового перерізу економичніше гратчастих по видатку арматури приблизно на 15%, по видатку бетону - приблизно на 13%.
За наявності підвесних кранів видаток стали у балках збільшується на 20-30%.
Ферми покрить.
Залізобетонні ферми застосовують при прольотах 18, 24 і 30 м. У залізобетонних фермах у порівнянні зі сталевими видаток металу майже вдвічі менш, але трудомісткість і вартість виготовлення трохи вище. При прольотах 36 м і більше застосовують, як правило сталеві ферми. Проте технічно можливо застосування залізобетонних ферм і при прольотах 60 м й більш. При схилих, малопохилих та плоских покриттях застосовують наступні типи ферм: 1) сегментні з верхнім поясом ламаного обрису та прямолінійними ділянками між вузлами; 2) аркові косцеві з рідкими ґратами і верхнім поясом гладкого криволінійного обриса; 3) аркові безкосцеві з жорсткими вузлами в примкнненні стояків до поясів; 4) полігональні з паралельними поясами або з малим ухилом верхнього поясу 5) полігональні з ламаним нижнім поясом. Висоту ферм всіх типів в середині прольота звичайно приймають рівної 1/7-1/9 прольота. Панелі верхнього поясу ферм, за винятком аркових косцевих, проектують довжиною 3 м з тим, щоб навантаження від плити передавалося у вузли ферм і не виникав місцевий згин. Нижній розтягнений пояс всіх ферм та розтягнені косці ферм деяких типів проектують попередньо напруженими з натягненням арматури на упори.
Найбільш сприятливий обрис по умові статичної роботи мають сегментні та аркові ферми, бо обрис їхнього верхнього поясу наближається до кривої тиску. Ґрати цих ферм зазнють незначних зусиль, а висота на опорах порівняно невелика, що призводить до зниження маси ферми і зменшення висоти зовнішніх стін. В аркових косцевих фермах згинальні моменти від позавузлового навантаження зменшуються завдяки ексцентриситету поздовжньої сили, викликаючому момент зворотного знаку, що дозволяє збільшити довжину панелі верхнього поясу і зробити ґрати більш рідкі. У аркових безкосцевих фермах виникають досить великі згинальні моменти у стояках, поясах і тому з'являється потреба у додатковому армуванні.
Однак ці ферми дещо легше у виготовленні, зручніші у будівлях із малопохилою покрівлею і при використанні міжкроквяного простору для технологічних комунікацій (при влаштуванні додаткових стоячків над верхнім поясом). Полігональні ферми із ламаним обрисом нижнього поясу більш тривкі на монтажі і не вимагають спеціальних кріплень, бо їхній центр ваги розміщений нижче рівня опор. Також їхньою перевагою є можливість застосування засобів механізації при покрівельних роботах на плоскій покрівлі.
Для всіх ферм зменшення розмірів перерізів і зниження загальної маси досягається застосуванням бетонів високих класів (В30-В50) і високим відсотком армування. Ферми раціонально виготовляти единими. Їх ділення на напівферми зі збіркою на монтажі підвищує вартість. Ферми прольотом 18 м виготовляють цільними; прольотом 24 м - цільними або з 2х напівферм; прольотом 30 м - з 2х напівферм. Ґрати напівферм слідує розбивати так, щоб стик нижнього поясу для вигоди монтажного з'єднання був виносним, тобто розташованим між вузлами.
Ґрати ферм можуть бути 1) із заздалегідь виготовлених залізобетонних елементів із випусками арматури, що встановлюють перед бетонуванням поясів і заводять у вузли на 30-50 мм 2) що виготовляються водночас із бетонуванням поясів. Ширина перерізу ґрат для першого випадка повинна бути менш ширини перерізу поясів, а що виготовляється водночас із поясами - повинна бути рівною ширині перерізів поясів. Ширину перерізу поясів ферм з умови вигоди виготовлення приймають однаковими. При кроку ферм 6 м її приймають 200-250 мм, а при кроку ферм 12 м - 280-350 мм. Армування нижнього розтягненого поясу необхідно виконувати з додержанням відстаней в світлі між напружуваними стрижнями, канатами і подвійним дротом, що забезпечує вигоду укладки і ущільнення бетонної суміші. Вся розтягнена арматура повинна бути охоплена замкненими конструктивними хомутами із кроком 500 мм. Верхній стислий пояс і грати армують ненапружуваною арматурою у вигляді зварних каркасів. Розтягнені елементи ґрат при значних зусиллях виконують попередньонапружуванними. У вузлах залізобетонних ферм для надійної передачі зусиль від одного елементу до другого утворюють вути, що дозволяють краще розмістити та заанкерувати арматуру ґрат. Вузли армують охоплюючими стрижнями діаметром 10-18 мм і вертикальними поперечними стрижнями діаметром 6-10 мм з кроком 100 мм, об'єднані в зварні каркаси. Арматуру елементів ґрат заводять у вузли, а розтягнені стрижні підсилюють на кінці анкерами у вигляді коротишів, петель, висаджених головок. Надійність замурування перевіряється розрахунком. Опорні вузли ферм армують додатковою поздовжньою арматурою і поперечними стрижнями, що забезпечують надійність анкеровки розтягненої арматури і міцність по похилому перерізу. Крім того, щоб запобігти появі поздовжніх тріщин при відпустці натягнення арматури, ставлять спеціальні поперечні стрижні, зварені до закладних опорних вузлів, та сітки.
Підкроквяні конструкції застосовують у вигляді балок і ферм. Виконуються попередньо напруженними з бетону В30, В40 з натягненням на упори. Кріплення кроквяних ферм до підкроквяних конструкцій виконують монтажним зварюванням.
Навантаження від кроквяної ферми передається у вигляді зосередженої сили, прикладеної у середині прольота до нижнього вузла підкроквяної ферми. Підкроквяні ферми розраховують по міцності та тріщиностійкості з урахуванням жорсткості вузлів.
При прольоті понад 30 м залізобетонні арки економичніше ферм. Найбільш розповсюджені арки - двошарнірні - виконують положистими зі стрілою підйому f=1/6-1/8l. Розпір арки обічно сприймається стягелем. У конструктивному ставленні вигідний обрис осі арки, близький до кривої тиску.
Конструювання арок виробляють, як для стислих елементів. Переріз арок може бути прямокутним або двотавровим, частіше із симетричним подвійним армуванням, бо можливі знакозмінні згинальні моменти. Стягель виконують заздалегідь напруженим. Для зменшення провисання стягеля через кожні 5-6 м влаштовують залізобетонні або сталеві почіпки. Великопрольотні високі арки звичайно виконують тришарнірними. Розпір арки передають на фундаменти і ґрунти. При слабких ґрунтах для сприймання розпіру арки влаштовують стягель, розташований нижче рівня полу. Арки розраховують на вагу покриття та арки, суцільне і однобічне навантаження від сніга та зосереджене навантаження від підвісного транспорту. Великопрольотні арки розраховують на усадку та повзучість бетону, а високі арки - на навантаження вид вітру. Висоту і ширину перерізу арки заздалегідь приймають
h=(1/30-1/40)l; b=0.4-0.5h
Стіни і стінові панелі.
Стіни промислових будівель зводять з цегляної, блочної кладки або стнових панелей. Цегляні стіни спираються на фундаментні балки і передають на поперечні рами лише вітрові навантаження. Стіни прикріплюють по висоті колон сталевими анкерами, замурованими у кладку. Діаметр анкерів 10, 12 мм, крок - 1.2 м.
Залізобетонні стінові панелі - більш індустріальні. Їх виконують - 1) плоскими, одношаровими товщиною 160-300 мм з бетонів на пористих заповнювачах або з пористих бетонів густиною 700 - 1200 кг/м3, 2) тришаровими, котрі складаються з двох залізобетонних ребристих плит і шару утеплювача з напівжорстких мінеральних плит густиною 200-400 та загальною товщиною 200-300 мм 3) одношаровими залізобетонними товщиною 70 мм. Їхня висота 0.9, 1.2, 1.5 і 1.8 м та довжиною 6 м. Перші два види панелей застосовують для опалюваних будівель. При кроку колон 12 м у неопалюваних будівлях застосовують ребристі заздалегідь напружені панелі висотою 1.2, 1.8 і 2.4 м, з висотою поздовжніх ребер 300 мм, поперечних - 130 мм і товщиною полиць 30 мм. Армируются панелі просторовими каркасами. Поздовжні стрижні - A-II, A-III, поперечні - Bp-I. Ребристі та плоскі панелі прольотом 12 м проектують заздалегідь напруженими і армують арматурою з стали класів A-IIIв, A-IV, A-V, Bp-II, K-7. У зварних каркасах застосовується поздовжня арматура класів A-I, A-II, A-III, поперечні - Bp-I. Полиці армують зварними сітками Bp-I.
Панелі довжиною 6 м економічніше панелей 12 м. До колон та інших конструктивних елементів кріплять зварюванням закладних деталей.
Панелі розраховуються у стадіях експлуатації від власної ваги і ваги вікон, і тимчасові навантаження від повітря. Стінові панелі, розміщені над і під вікнами, розраховують на повітряні навантаження, збільшені з урахуванням площі вікон, на які діє повітря. Висоту цієї вантажної площі приймають не більш 4.8 м, тобто по 2.4 м на верхню і нижню панелі.
Крім цього, стінові панелі необхідно розраховувати в стадіях виготовлення, транспортування та монтажу. У стадії монтажу розраховують на сумарне навантаження з активної і пасивної часток повітряного навантаження (так як буде відстуній протилежна стіна). Площа поздовжньої арматури і полиць плити визначають розрахунком на згинальні моменти.