WWW.LIB.KNIGI-X.RU
БЕСПЛАТНАЯ  ИНТЕРНЕТ  БИБЛИОТЕКА - Электронные материалы
 

«И нститут пути, строительства и сооружений Кафедра «Строительные конструкции, здания и сооружения» В. И. КЛЮ КИН СТРО ИТЕЛЬН Ы Е КОНСТРУКЦИИ ЗДАНИЙ И СООРУЖ ...»

М ОСКОВСКИ Й ГОСУДА РСТВЕН Н Ы Й УНИВЕРСИТЕТ

ПУТЕЙ СООБЩ ЕНИЯ (М ИИТ)

И нститут пути, строительства и сооружений

Кафедра «Строительные конструкции, здания и

сооружения»

В. И. КЛЮ КИН

СТРО ИТЕЛЬН Ы Е КОНСТРУКЦИИ ЗДАНИЙ И

СООРУЖ ЕНИЙ

Раздел. Ж елезобетонные конструкции.

Рекомендовано

редакционно-издательским советом университета

в качестве учебного пособия

для студентов специальностей

«Строительство железных дорог» и «М осты и транспортные тоннели»

М о ск ва- 2 0 1 0 УДК 624.012 К-78 Клюкин В.И. Строительные конструкции зданий и сооружений. Раздел. Железобетонные конструкции. Учебное пособие по дисциплине «Строительные конструкции» для студентов специальностей «Строительство железных дорог» и «Мосты и транспортные тоннели». - М. МИИТ, 2010,112 с.

Конспект лекций разработан в соответствии с учебными планами для студентов специальностей «Строительство железных дорог», и «Мосты и транспортные тоннели».

Рассматриваются вопросы проектирования (расчета и конструирования) зданий и сооружений, основы расчета строительных конструкций по методу предельных состояний, нагрузки на здания и сооружения, сопротивления материалов из железобетона. Освещаются методы расчета железобетона на прочность, устойчивость, выносливость, трещиностойкость и деформации.

Рецензент: Доцент Меднов Анатолий Евгениевич.



© Московский государственный университет путей сообщения (МИИТ), 2010 Сводный план 2010г., поз. 56 Подписано в печать: 24.06.10. Формат 6 0 x 8 4 ^ Тираж - 200 экз.

Усл.печ.л. 7,0. Заказ № 462.

127994, Москва, ул. Образцова, д.9, стр.9. Типография МИИТа СОДЕРЖАНИЕ Лекция 1.2. Проблемы проектирования зданий и сооружений. Методы расчета строительных конструкций............. 4 Лекция 3. Ж елезобетонные конструкции: материалы,............ 12 сопротивления, нагрузки.

Лекция 4. Работа железобетона под нагрузками.

..............17 Лекция 5. М етод предельного равновесия в железобетонных конструкциях............. 24 Лекция 6. Расчет железобетонных элементов по наклонным сечениям............. 29 Трещиностойкость в железобетоне..................32 Лекция 7.

Лекция 8. Особенности работы предварительно напряжённого железобетона под нагрузками.

............37 Лекция 9. М ногоэтажные производственные здания....4 7 Лекция 10. Одноэтажные производственные здания.

Комп

–  –  –

Проблемы проектирования зданий и сооружений.

Методы расчета строительных конструкций.

С давних пор люди, при возведении зданий и сооружений различного назначения, с целью снижения материальных и людских затрат, стремились использовать те или иные методы расчета. По началу это были, в основном, практические методы, когда люди не могли и не пытались ещё разделить, например, силу в строительном элементе на его площадь поперечного сечения. Понимали, что это условная величина. Позже появились отдельные способы некоего теоретического расчета сооружений с учетом тех или иных предпосылок. Вполне уместно здесь упомянуть выражение (А.Н.Крылов): «Ни один расчет не может быть точнее своих предпосылок».

Прочие совершенствования во времени теории и практики проектирования зданий и сооружений может быть продемонстрировано, например, на отношении в мостах длины перекрываемого пролета к толщине опоры. В древние времена это отношение составляло примерно 0.5 : 1.0, в настоящее время отношение перекрываемого пролёта к толщине опоры может достигать 80-100 и более.

К старейшим методам расчета и конструирования (проектирования) строительных конструкций (СК) может быть отнесен метод допускаемых напряжений. Суть его сводится к тому, что любого вида напряжения от тех или иных внутренних усилий и воздействий при их сумме не должны превосходить допускаемых.

Запись условия метода допускаемых напряжений (МДН) сводится к следующему:

S [S ] (1).

У метода допускаемых напряжений, как позже выяснилось, много недостатков. Проанализируем некоторые из них.

Имеем некую стержневую систему, нагруженную вертикальными силами N (Рис. 1.1) Р ис. 1. 1. К о п р едел ен и ю уси л и й в с т е р ж н я х.

1- я предпосылка (рис. 1.1.а): Недеформируемая шарнирная в узлах расчетная схема. Усилия в решётке отсутствуют, работают только пояса с усилиями, равными N.

2- я предпосылка (рис. 1.1.б): Деформируемая расчетная схема.

Появились усилия в элементах решётки. Усилия в поясах совсем другие.

3- я предпосылка (рис. 1.1.в): Сжатые раскосы изменяют форму стержневой системы, пояса искривляются. В поясах появляются изгибающие моменты, усилия в поясах и элементах решётки совсем другие, нежели были ранее.

4- я предпосылка: В узлах никаких шарниров нет; мало того, в узлах стоят фасонные листы, к которым крепятся все элементы стержневой системы на сварных швах. Усилия во всех элементах будут отличны от ранее определённых.

5- я предпосылка... и т.д.

Т.е. расчетная схема простейшей стержневой системы неисчерпаема, а, следовательно, левая часть уравнения ( 1) весьма неопределённа. Необходимо отметить, кроме того, сами усилия N имеют, в свою очередь, изменчивый характер.

Обратимся к правой части условия (1). Что такое допускаемые напряжения [S] - не знает никто.

Представим себе, например, диаграмму S-Е для углеродистой стали марки С235 (по более ранним СНИПам С23/38 или ВСтЗпсб), где:

Snu - предел пропорциональности;

St - предел текучести;

Бвр - предел временного сопротивления.

Для схемы с диаграммой S-Е, приведённой на рис. 1.2, допускаемым напряжением может быть [S] Бпц. Точно это сказать не может никто. Возьмем [S] = 21 кг/мм2.

Проектировщики в своих расчётах часто пользуются условием S [SJ/Кз, где Кз - коэффициент запаса. Чему он равен? неизвестно. Например, при проектировании элементов конструкций лифтов принимают Кз= 5-7.

Тогда напряжения в конструкциях должны быть меньше 3 кг/мм2. Получается, что из этого количества стали можно было бы изготовить не один, а десять лифтов.

Что же делать в таком случае?... Кроме того, эта диаграмма справедлива только для одного испытания. А таких испытаний может быть большое количество. Тогда из такого большого количества как выбрать, чему будет равно допускаемое напряжение?... В лубом другом учебнике по строительным конструкциям можно найти ещё достаточное количество недостатков этого метода расчета строительных конструкций по, так называемым допускаемым напряжениям в детерминированной форме. Тем не менее, МДН использовался в России в практике проектирования СК ориентировочно до 1938г. В переходный период, примерно с 1938г. по 1948г.

использовался в проектировании СК, так называемый, метод разрушающих нагрузок. Суть его в соблюдении условия РРразр., где Р - усилие в конструкции от нагрузок в СК, а Рразр. - разрушающее усилие.

Начиная с 1948г., благодаря работе советских ученых, начинает внедряться в практику проектирования СК, так называемый, метод предельных состояний (МПС). Ещё в 1918г.г. группа молодых, только-что окончивших ВУЗы, ребят помогали проектировать (конструировать и рассчитывать) архитектору В.А.Щусеву несущие каркасы зданий (Казанский вокзал в Москве и др.) из монолитного железобетона. Это были прообразы современных, так называемых, «новых»

технологий возведения многоэтажных зданий из монолитного железобетона. Сейчас это выдается за «новое слово в строительстве». Вот эта-то группа (А.Ф. Лолейт, В.М.Келдыш, А.А.Гвоздев, С.С. Давыдов и др.) и явилась основоположенником нового метода, так называемого, Метода Предельных Состояний.

Предельное состояние - это такое состояние здания, сооружения, конструкции, элемента конструкции, его сечения и т.д., при достижении которого здание, сооружение и т.д.

перестают удовлетворять требованиям эксплуатации. В настоящее время различают две группы таких предельных состояний:

1-я группа: конструкция перестает удовлетворять требованиям эксплуатации совсем, вовсе, полностью. Условие недостижения предельного состояния может быть записано в форме:

N Ф; (2) где: N - силовой фактор от внешних нагрузок и воздействий в конструкции, элементе, его сечении и т.д.;

Ф - так называемая, несущая способность по этому же силовому фактору конструкции, элемента, его сечения и т.д.





По 1-й группе П.С. производят расчеты по несущей способности на прочность, устойчивость, выносливость.

Расчеты по 1-й группе ПС производят по, так называемым, расчетным сопротивлениям и расчетным нагрузкам.

2-я группа: конструкция перестаёт удовлетворять требованиям нормальной эксплуатации. Условие недостижения предельного состояния может быть записано в форме:

f[f], (3) где: f - деформации, прогибы, перемещения, углы поворота, частоты и амплитуды колебаний несущих элементов и проч.;

[ f ] - нормируемая величина тех же факторов.

По 2-й группе ПС производят расчеты деформаций, перемещений, прогибов, трещин и проч. Расчеты по 2-й группе ПС производят по, т/н., нормативным нагрузкам и нормативным сопротивлениям.

Н ормативные и расчетные сопротивления.

Правая часть условия (2), т.е. несущая способность, зависит от множества факторов. Одним из главных факторов несущей способности является сопротивление материала, из которого выполнена конструкция или просто характеристики прочности (предел текучести, предел прочности и т.д.). Считается, что эти характеристики являются случайными величинами. Определяют их по испытаниям достаточно большой серии образцов и обработкой с помощью методов математической статистики.

Результаты испытаний на прочность могут быть представлены в виде гистограммы (рис.1.3.а) или полигона (рис.1.3.б).

–  –  –

Рис. 1.4 Кривая плотности вероятности распределения значения R Чаще всего используют функцию нормального распределения, хотя эта функция предполагает и отрицательные значения прочности, что не имеет здравого смысла. Поэтому используют логарифмическое распределение, распределение Релея и другие.

Если представить, что вся площадь под кривой распределения (рис. 1.4) равна 1, то значение нормативного сопротивления Ryn принимают с обеспеченностью 0.95, т.е. до этого значения прочности как бы «не дотягивают» 5% испытанных образцов, а 95% обладают большей прочностью. Значение нормативного сопротивления используется в расчетах по 2-й группе предельных состояний, т.е. по т.н. пригодности к нормальной эксплуатации.

Если же речь идет о расчёте по 1-й группе П.С., используется т.н. понятие расчётного сопротивления, которое определяется как Ry = Ryn / Yh*Ym, (6) где: Yh - коэффициент надёжности по назначению (учитывает назначение проектируемого сооружения);

Ум - коэффициент надёжности по материалу (учитывает отличие испытанных лабораторных опытных образцов от реальных конструкций).

Получается, таким образом, если нормативное сопротивление имеет обеспеченность 0.95, то обеспеченность расчетного сопротивления ориентировочно 0.99.

–  –  –

Левая часть уравнения (2) также зависит от множества факторов. Нагрузки и воздействия на здания и сооружения так же, как и в предыдущем случае изменчивый характер. Отличной иллюстрацией изменчивости нагрузок можно считать ветровую нагрузку (рис. 1.5).

Рис. 1.5. Изменчивость ветровой нагрузки.

Так же'как и в предыдущем случае можно представить и гистограммы (или полигоны) и теоретические кривые плотности вероятности распределения нагрузки. Здесь можно также обнаружить и среднее значение нагрузки qw, и ее средне квадратическое отклонение, и значение нормативной qwn, и расчётной qw нагрузок с соответствующими обеспеченностями (ориентировочно)

0.95 и 0.99.

Причём расчетная нагрузка может быть определена по простейшей формуле типа:

qw = qwn * Y f * Удин (7) где: Y f - коэффициент надежности по нагрузке, учитывающий свойства изменчивости её;

Удин - коэффициент надёжности, учитывающий динамические Факторы.

А теперь представим себе, что имеем простейшую железобетонную балку на двух опорах, загруженную распределенной нагрузкой q.

Условие прочности (не объясняя подробностей) этой балки может быть записано в следующей форме Mq=qL2/8Mnp=Rb*b*x*(ho-x/2) Нужно сказать, что, например, вероятность безотказной работ по приведенному выражению составит ориентировочно (примерно) 0.99975; т.е. при Mq=100TM=Mnp=100TM обеспеченность составит 0.99975; а при Mq=240TMMnp=100TM обеспеченность составит 0.5.В этом случае можно говорить о полувероятностном подходе к проектированию СК.

Л) ____________ ___________ Рис. 1.6. Схемы балки, нагрузки, усилий и вероятностей отказов и безотказной работы конструкций.

Надежность безотказной работы конструкции может быть оценена формулой Р Рп, где Р - вероятность безотказной работы конструкции, а Рп - нормируемое значение вероятности безотказной работы конструкции. Правда, найти и сравнить их между собой не так просто.

ЛЕКЦИЯ 3.

Ж ЕЛЕЗОБЕТОННЫ Е КОНСТРУКЦИИ.

Вопросы:

3.1. Материалы.

3.2. Сопротивления.

3.3. Нагрузки.

3.4. Работа железобетона под нагрузками.

Бетонные и железобетонные конструкции.

Нормативная литература.

-СНиП 52-01-2003. М 2004. Основные положения.

-Бетонные и железобетонные конструкции без предварительно напряжённой арматуры СП 52-101-2003(свод правил) М 2004

-Предварительно напряженные ж/б конструкции СП 52-102-2004 (свод правил) М 2005

3.1. Материалы Бетоны Полимербетоны

-цемент-1(весовых ед.) -полимерные, связующие + отвердители

-микронаполнители

-песок-2

-песок

-щебень(гравий)-3

-щебень (гравий)

-вода(в/ц=0,3-0,6) Различают бетоны тяжелые (плотность у =2200-2500 кг/м3), легкие (вместо щебнякерамзит) и др.

Основные показатели качества бетона:

- класс бетона по прочности на осевое сжатие В

- класс бетона по прочности на осевое растяжение Bt

- марка по морозостойкости и водонепронецаемости (W) Классы бетона по прочности на осевое сжатие и растяжение определены с обеспеченностью 0,95 Арматура (стальная и стеклопластиковая) Основной показатель качества арматуры - класс арматуры по прочности на растяжение.

А - горячекатаная и термомеханически упрочнённая (стержневая);

В и Вр - холоднодеформированная (проволочная) гладкая и периодического профиля;

К - канатная арматура

3.2.Сопротивления.

-Бетоны Нормативное сопротивление бетона на осевое сжатие Rb,n = 0,72Rs (1), где Rb - класс бетона по прочности на сжатие - кубиковая прочность бетона с обеспеченностью 0,95.

Нормативное сопротивление бетона не осевое растяжение Rbl, n~0,2RB(2/3) (2), Расчетные сопротивления бетона не осевое сжатие и осевое растяжение.

Rb Rb.

n / У И Rbr RbT, n I У м м (3), где:

ум=1,3 - коэффициент надежности по материалу.

-Арматура.

Нормативное сопротивление арматуры.

Rs n - гарантированный предел текучести (физический или условный) с обеспеченностью 0,95.

Расчетное сопротивление арматуры Rs—Rs,n / У м (4), где ум = 1,1 - 1,2 - коэффициент надежности по материалу.

Значение нормативных и расчетных сопротивлений на осевое сжатие и осевое растяжение и модули упругости бетона (Е) в МПа приведены в табл Л.

Значения нормативных и расчетных сопротивлений арматуры на растяжение в МПа приведены в табл.2.

–  –  –

Различают нагрузки:

По длительности действия:

-Постоянные (вес элементов зданий и сооружений, полы, стены, перегородки, перекрытия, колонны, фундаменты, давление грунта и жидкостей на стенки сооружений и т.д.);

-Временные, могут подразделяться на кратковременные и длительно действующие (нагрузки от оборудования, транспорта, людей, ветра, снега и др.).

По характеру воздействия и их учету в расчетах, нагрузки разделяют на:

Основные - постоянные, временные, тормозные, т.е. все те нагрузки, для восприятия которых и строится данное здание или сооружение.

Дополнительные - снеговые, ветровые и др., т.е. те нагрузки, которые возникают и действуют на сооружения независимо от желания проектировщиков. Дополнительные наг- рузки могут в отдельных случаях рассматриваться как основные, например, ветровые нагрузки для проектирования связей.

Особые - сейсмические, аварийные, монтажные, температурные воздействия, осадки опор, усадка бетона и проч.

В связи с такой классификацией нагрузок различают и их сочетания: основные, дополнительные и особые учитывая (принимая) при соответствующих сочетаниях те или иные понижающие коэффициенты.

Роль коэффициентов - учесть меньшую вероятность одновременного совпадения тех или иных перечисленных нагрузок.

В расчетах строительных конструкций нагрузки классифицируются след, образом:

Нормативные нагрузки - определяются соответствующими нормативами, СНиПом или простым расчетом. Учитываются в расчетах по 2-й группе предельных состояний, т.е. по пригодности к нормальной эксплуатации.

Расчетные нагрузки - определяются по нормативным нагрузкам с учетом т.н. коэффициентов надежности по нагрузке уг, динамических воздействий нагрузок и их сочетания.

Расчетные нагрузки принимаются во внимание при расчетах по 1й группе предельных состояний, т.е. при расчетах по несущей способности. Коэффициенты надёжности по нагрузке бывают, как правило, больше 1, однако могут быть приняты и меньше 1.

Например, в расчетах на опрокидывание принимают опрокидывающий, момент с коэффициентом Yf 1а удерживающий момент с коэффициентом Y 1.

f ЛЕКЦИЯ 4.

РАБОТА Ж ЕЛЕЗОБЕТОНА ПОД НАГРУЗКАМИ.

А. Изгиб.

В простейшем случае загружения равномерно распределённой нагрузкой (q) железобетонной изгибаемой однопролётной со свободным опиранием на две опоры балки внутренние усилия распределены по простейшим законам по длине пролета (см. рис. 4.1) Рис. 4.1. Железобетонная балка пролетом L под нагрузкой q.

–  –  –

Рис. 4.2 Распределение внутренних напряжений в сечении изгибаемой балки ролетом L под нагрузкой q в середине пролета.

На рис.

4.2,6 для расчета на прочность по 1-й группе предельных состояний приведена эпюра напряжений в сечении при следующих предпосылках:

- трещина снизу доходит до нейтральной оси;

- эпюра сжимающих напряжений в бетоне в сечении имеет вид прямоугольника;

- сжимающие напряжения в бетоне достигают расчетных сопротивлений на сжатие R*,;

- сжатая зона имеет высоту х;

-растягивающие, усилия в растянутой арматуре достигают величины Rs As.

Здесь:

Rb - расчётное сопротивление бетона на сжатие;

Rs - расчётное сопротивление арматуры на растяжение ;

As - площадь растянутой арматуры;

h и b - высота и ширина балки;

ho -рабочая высота сечения - расстояние от верхней грани до центра тяжести растянутой ар-матуры;

н.о. - нейтральная ось;

ц.т.- центр тяжести приведенного сечения.

На основе приведенных предпосылок записывается условие прочности железобетон ной балки при работе её на изгиб.

И, = ql2/8 М„р= Rb - b -x-(ho - ф = Rs -A.

(ho - ^), (4.1) где:

х - высота сжатой зоны бетона, определяется из условия Y=0, т.е. RS +Rb b x=0 или x = R sAs/R b b AS (4.2) Необходимо отметить, что выражения (4.1) и (4.2) применимы и справедливы только при двух условиях: т.е. при одновременном исчерпании прочности сжатой и растянутой зон в сечении и при x/ho ^ R, где - граничная относительная высота сжатой зоны, отвечающая моменту, когда напряжения в растянутой арматуре еще соответствуют расчетным сопротивлениям Rs Б. Прочность изгибаемых, внецентренно сжатых и внепентпенно растянутых с большими эксцентриситетами нормальных сечений железобетонных элементов.

Представим, что нормальное сечение железобетонного элемента загружено или изгибающим моментом (М), или внецентренно сжимающей силой (N) с большим эксцентриситетом или внецентренно растягивающей силой (N) также с большим эксцентриситетом (рис.4.3).

Эксцентриситет считается большим, если эпюра нормальных напряжений в сечении при действии сжимающей или растягивающей силы N будет двузначной. Если эта эпюра однозначна, эксцентриситет ее будет малым. Иначе, если сила N приложена в пределах ядра сечения - эксцентриситет малый, если же N приложена за пределами ядра сечения эксцентриситет её считается большим. Предпосылки расчета на прочность и условия прочности сечения при действии М, N приведены на рис. 4.3.

Рис. 4.3. Предпосылки и схема внутренних усилий в сечении железобетонного элемента при действии М и N.

- Изгиб:

Принятые и приведенные на рис. 4.3.

предпосылки позволяют записать условие прочности в следующем виде:

М q Mn = Rb• b -x-(ho- *) = Rs -As -(h0- *), p (4.3.) Высота сжатой зоны (х) определяется из условия х=0; т.е.

х= RS Rb'b.; кроме того, необходимо, чтобы = x/ho Ъr, AS/

-Внепентренное сжатие:

Принимая справедливыми те же предпосылки, условие прочности можно записать в следующем виде:

Ne Мпр= Rb b x (h0- - ) = Rs -A, -(h0- ~ ) (4.4) Высота сжатой зоны (х) определяется из условия Y=0, т.е.

RS + N - Rb-b x=0 и кроме того, необходимо, чтобы = x/ho fS r.

AS

- Внепентренное растяжение:

В этом случае, так же как и в предыдущем, можно написать:

Ne Мпр= Rb • b -x-(ho - ^ ) = R, A, -(h0- 7 ) (4.5) И здесь, так же как и в предыдущих случаях, необходимо выполнение условий, а именно Y =0 или RsAs - N - Rb b x =0 % x/ho —^ R, = и где: \ R - граничная относительная высота сжатой зоны бетона.

Примёр:

Проверить прочность пустотной ж/б сборной плиты междуэтажного перекрытия многоэтажного производственног о здания (МПЗ) Нагрузки на плиту -1,1 т/м2, пролет - 6м, ширина ?=1.0 м.

Высота 220 мм. Бетон класса. В 30; Rb=17 МПа; рабочая арматура 0 16 класса А400, Rs=355 МПа, h0=19 см, As=8,04 см2

Предельный момент:

Мпр= Rb - b x-(h0- - ) = Rs -A,-(ho - - ) = 3550 -8,04 (19кг-см=5,18т-м, где: x= RsAs/Rb-b =3550 8,04/170- 100= 1,68 cm.

Условие = x/ho =1,68/19=0,09 R=0,55 удовлетворяется.

Изгибающий момент от нагрузки Mq = ql2/8 =1,10 • 36/8=4,95 тм Условие прочности при Mq =4,95тм Мп =5,18 тм. удовлетворяется.

р В. Прочность центрально растянутых и внецентренно растянутых с малым эксцентриситетом железобетонных элементов.

Центрально растянутыми или внецентренно растянутыми с малым эксцентриситетом могут быть элементы решетки стропильных ферм, стенки круглых резервуаров для хранения сыпучих и жидкостей и проч.

Условие прочности для центрально растянутого железобетонного элемента может быть записано в форме:

N = R* -(As+ As‘) + Rbt х h х b (4.6) Рис.4,4. Центрально растянутый элемент Однако, при рассмотрении диаграммы на растяжение о - е для арматуры и бетона, убеждаемся, что при о = R bt,n и е = е Ь,и (момент появления трещин в бетоне) - напряжения в арматуре достигают только os = е ы.и • Es =1 1O'4 - 2 106= 200 кг/см2 = 20 МПа, что значительно меньше Rs =400МПа. Следовательно, бетон будет пересечён трещинами и второе слагаемое в (4.6) будет отсутствовать.

Внепентренное растяжение с малым эксцентриситетом, т.е.

сила N располагается между As и As'. Условие прочности записывается следующим образом:

Ш а=0; N -e R sAs1(h0- а 1) ЕМб=0; N-e1 RS (h0- а 1) AS (4.7) Рис. 4.5. Внепентренное растяжение.

Пример:

Центрально приложенная сила N=70 т, растягивает ж/б элемент сечением b х h с арматурой As=As‘=19,62/2 см2, Rs=3550 кг/см2.

Условие прочности при N=70 т Rs -(As+ As') =3550 • 19,62 = 69688 кг = 69,7т удовлетворяется.

Г. Прочность центрально и внецентренно сжатых с малым эксцентриситетом ж/б элементов.

Расчёт прочности прямоугольных сечений внецентренно сжатых ж/б элементов с двойной арматурой расположенной в плоскости действия момента при эксцентриситете сжимающей силы ео h/ЗО и гибкости 1 /Ъ 20.

можно производить по формуле:

N N„pea = p[Rb Ab+Rsc (As + As')] (4.8), где:

Ф -коэффициент продольного изгиба определяется по табл 4.1.

в зависимости от гибкости 10/h.......

lo/h 15 20 0,92 0,90 0,83 0,7 Ф

–  –  –

Метод предельного равновесия в железобетоне.

А. Метод предельного равновесия в балках.

В статически неопределимых железобетонных конструкциях вопросы прочности могут быть разрешены с помощью метода преде льного равновесия. Для балки, защемленной с двух концов и загруженной, например, сосредоточенной силой исчерпание прочности происходит при появлении упруго-пластических шарниров в точках А, Б и В (рис. 5.1).

Предположим, что: расчетные сопротивления для арматуры А1, А2 и АЗ равны Rs. Сечение балки bxh и рабочие высоты везде ho. Расчётное сопротивление бетона Rb. Представим утрированную картину деформирования балки на рис. 5.1.

Исчерпание несущей способности под действием силы N будет в случае, когда изгибающие моменты в т. А, Б и В достигнут предельных значений Мпр1;Мпр2 и МпрЗ.

Значения отдельных моментов с некоторой степенью точности могут быть расписаны:

Mnpl=Rs.Al(ho-x/2) =Rs.A1.0.9.ho;

Mnp2=Rs.A2.0.9.ho;

Mnp3=Rs.A3.0.9.ho. (5.1) При желании можно эти выражения расписать в более точной форме, однако, в данном случае это можно не делать.

Используя принцип равенства внутренней энергии деформирования нашей конструкции работе внешних сил на их перемещениях (из механики твердого тела), запишем:

Выражение для внутренней энергии M npl.Y l + Mnp2.(Yl +Y3) + МпрЗ.Y3 = Rs.ho.0.9.[Asl,f/a+As2(f7a+ fTb) + As3.f/b] = Rs.ho.0.9.f [Asl/a +As2.(l/a + 1/b) +As3/b].

(5.2) Выражение для работы внешней силы N на перемещении f при равниваем к выражению внутренней энергии:

N.f = Rs.ho.0.9.f. {Asl/a + As2. (a+b)/a.b +As3/b} (5.3) Откуда N = 0.9.Rs.ho.[Asl/a + As2(a+b)/ab + As3/b] (5.4)

Пример:

Определить силу N при исходных данных:

Asl=12cM2;As2=8cM2;As3=6cM2;a=2M;B=4M;

L=6M;Rs=400MITa;ho=:50cM.

N = 0.9х4000х50х( 12/200 +8x600/200x400 +6/400) =24300кг =

24.3т.

Б. Метод предельного равновесия в плитах.

Используя принцип равенства внутренней энергии деформирования конструкции работе внешних сил на их перемещениях попытаемся оценить несущую способность железобетонной плиты междуэтажного перекрытия размером в плане ахЬ=4х6м, высотой h=30 см (рабочая высота ho=25 см) из бетона класса ВЗО, Rb=17 МПа, армированной верхней и нижней сетками, Аз=6см/мп, арматура класса А 400, Rs=355 МПа. Плита жестко заделана по контуру. Определить интенсивность распределенной на верхней поверхности плиты нагрузки q в предельном состоянии (см. рис. 5.2).

2-1

–  –  –

Рис. 5.2. Деформированное состояние железобетонной плиты междуэтажного перекрытия.

Предельный погонный момент.

Мпр = Rs As (ho - х/2) = Rs.As. 0.95.ho = 0.95.25.3550.6 = 505875кгсм = 5.06тм/мп Внутренняя энергия деформирования составляет Мпр х СУМ (li х Yi) = Мпр х 35.3 х 2f/a = 17.62 х f х Мпр =

89.35 х f ;

где: СУМ (И) - общая длина образовавшегося пластического шарнира СУМ (li) = 20 + 4 + 4x2.83 = 35.3м;

Y = 2f7a = f!2.

Работа внешних сил q на перемещениях V:

q x V = q x f x {2x4/2 + 4x4/6} = q x f (4+2.66) = 6.66q х f.

–  –  –

Расчет железобетонных элементов по наклонным сечениям А. Расчет железобетонных элементов по наклонным сечениям на действие поперечных сил.

Расчет железобетонных изгибаемых элементов по наклонным сечениям на действие поперечных сил (рис.

6.1) производят из условия:

–  –  –

Рис. 6.1. К расчету железобетонных элементов по наклонному сечению.

Q - поперечная сила в наклонном сечении с длиной проекции С на про дольную ось элемента. По рис. 6.1 Q = R - q x Со; h и b рабочая высота и ширина сечения.

Qb - поперечная сила, воспринимаемая бетоном в наклонном сечении, определяется по формулам:

Qb = 15 х R bt х b х ho2/C 2. 5 x R b t x b x h o и Qb 0.5 x Rbt x b x ho..................(6.2) Длина проекции С определяется в предположении равенства Qb и Qsw, но С 2ho.

Qsw - поперечная сила, воспринимаемая поперечной арматурой в наклонном сечении Qsw = 0.75qswх С = 0.75 х С х Rsw х Asw / S w,..................(6.3) где qsw = Rsw х Asw / Sw - погонное поперечное усилие в поперечной арматуре.

Б. Расчет железобетонных элементов по наклонным сечениям на действие изгибающего момента и поперечной силы.

Расчет железобетонных элементов по наклонным сечениям на действие изгибающих моментов и поперечных сил (рис.

6.1) производят из условия:

М Ms + Msw ;.................. (6.4) где: М - момент в наклонном сечении с длиной проекции С на продольную ось элемента всех внешних сил по одну сторону от сечения относительно точки О, расположенной на расстоянии Zs = 0.9 х ho от нижней растянутой арматуры.

Ms - момент, воспринимаемый продольной арматурой, пересекающей наклонное сечение, относит т.О.

Msw - момент, воспринимаемый поперечной арматурой, пересекающей наклонное сечение, относительно т. О.

Пример:

Балка длиной 6м. загружена нагрузкой q = 6 т/мп; высотой h = 60см;

ho = 50см ; b = 30см; продольная арматура As =19.62см2; Rs =3550 кг/см2; поперечная арматура Asw= 1.57 см2 ( 2ф10мм) с шагом Sw= 15см.; Rsw = 3550кг/см2 ; С = ho/ 0.707 = 70см;

Бетон класса В30; Rbt = 11.5кг/см2.

Условие прочности по поперечной силе при:

Q = 1 8 - 6 x 0. 7 = 13.8т Qb + Qsw = 18.482+ 19.507 = 37.99 т.;

где: Qb = 1.5 R b t x b x h o 2 / C = 1.5x11.5х30х50Л2/70 = 18482 кг;

Qb = 18482 кг 2.5 х Rbt х b х ho=2.5xl 1.5x30x50 = 43125 кг;

Qb = 18482 кг 0.5 х Rbt х b х ho = 0.5 х 11.5 х 30 х 50 = 8625 кг;

Qsw = 0.75 х Asw х Rsw х С/ Sw = 0.75x1.57x3550x70/15 = 19507кг;

УДОВЛЕТВОРЯЕТСЯ, причем Q b= 18.482 т = Qsw =19.507 т.

Условие прочности по изгибающему моменту при М = 18 х 0.7 - 6 х 0.7л2/2 = 11.1 тм Ms + Msw = 31.3 + 6.8 = 38.1 тм;

Ms = As х Rs х Zs = 19.62 x 3550 x 0.9 x 50 = 3134295кгсм = 31.3тм;

Msw = Qsw x C /2 = 19.507 x 0.7/2 = 682745 кгсм = 6.8 тм;

–  –  –

Расчеты по 2-й группе предельных состояний по пригодности к нормальной эксплуатации на трещиностойкости производятся по нормативным (а не по расчетным) нагрузкам по нормативам (а не по расчетным) сопротивлениям.

На трещиностойкость рассчитываются железобетонные элементы

- на раскрытие трещин и

- на образование трещин.

А.

Расчет железобетонных элементов на раскрытие трещин производят в случаях, когда:

-для изгибаемых элементов М Mere

-для растянутых элементов N Ncrc

В (7.1) и (7.2) М и N - изгибающий момент и нормальная сила в сечениях элементов от внешних нагрузок.

Mere и Ncrc - изгибающий момент и продольная сила, воспринимаемые железобетонными элементами в момент образования трещин.

Трещины в железобетонных элементах определяют при непродолжительном и продолжительном их раскрытии.

Непродолжительное раскрытие от совместного действия постоянных и временных (кратковременно действующих) нагрузок;

Продолжительное раскрытие от совместного действия постоянных и длительно действующих временных нагрузок.

Расчет железобетонных элементов на раскрытие трещин производят из условия:

а ere acre,и ;

где: а сгс - ширина раскрытия трещин от внешней нагрузки;

a crc,u - предельно допустимая ширина раскрытия трещин.

Предельно допустимую ширину раскрытия трещин из условия обеспечения сохранения арматуры принимают, например, a crc,u = 0.3 мм -при продолжительном раскрытии трещин;

a crc,u = 0.4мм - при непродолжительном раскрытии трещин.

Ширину раскрытия трещин а сгс определяют:

- при продолжительном раскрытии acre = a crcl;

- при непродолжительном раскрытии acre = a crcl + а сгс2 + а сгсЗ;

где: a crcl - ширина раскрытия трещин от продолжительного действия постоянных и длительно-действующих временных нагрузок;

а сгс2 - ширина раскрытия трещин от непродолжительного действия постоянных и (длительно действующих и кратковременно действующих) временных нагрузок;

а сгсЗ - ширина раскрытия трещин от непродолжительного действия постоянных и длительно действующих временных нагрузок;

Значения a crcl; а сгс2; а сгсЗ определяют от соответствующих нагрузок и с учетом длиттельности их действия.

Ширину раскрытия нормальных к продольной осн изгибаемых и растянутых железобетонных элементов определяют по формуле а сгс = Y1 х Y2 х Y3 х Us х Ls х Ss / Es ;

Где:

Ss = M / As x Zs и Ss = N / As ;

- напряжения в продольной растянутой арматуре от соответствующих нагрузок.

Zs - расстояние от центра тяжести арматуры до равнодействующей усилий в сжатой зоне бетона.

Ls = 0.5 х ф х Abt / As - базовое расстояние между трещинами;

Abt и As - площади сечения растянутого бетона и арматуры, Ф - диаметр арматуры.

В СНиПе принято: 10Ф Ls 40Ф и 10 см Ls 40 см.

Y 1 - коэффициент, учитывающий продолжительность действия нагрузки Y l = 1 при непродолжительном действии нагрузки, Y1 = 1,4 при продолжительном её действии, Y2 - коэффициент, учитывающий профиль продольной арматуры;

Y2 = 0,5 - для арматуры периодического профиля;

Y2 = 0,8 - для гладкой арматуры;

Y3 - коэффициент, учитывающий характер нагрузки.

Y3 = 1,0 - для изгиба и внецентренного сжатия, Y3 = 1,2 - для растяжения Us =1.0 - коэффициент, учитывающий неравномерное распределение относительных деформаций в растянутой арматуре между трещинами.

Б.

Расчет железобетонных элементов на образование трещин производится по формуле:

М Mere ;

где М- изгибающий момент от действия внешних нагрузок в железобетонном элементе при расчете по второй группе предельных состояний;

Mere - изгибающий момент в момент образования первой трещины:

Mere = Rbt,n x W + N x ( e + ra )

где:

N - сжимающая сила в сечении железобетонного элемента возможно усилие предварительного обжатия арматурой;

е - эксцентриситет приложения силы N относительно центра тяжести приведенного сечения, гя - расстояние от центра тяжести приведенного сечения до, верхней ядровой точки Рис. 7.1. Приложение сжимающей силы в сечении железобетонного элемента.

W = I red / ун - момент сопротивления приведенного сечения элемента, ун - расстояние от центра тяжести приведенного сечения до нижней растянутой от внешней нагрузки грани сечения.

I red = I + Is х а + Is' х а - приведенный момент инерции сечения относительно его центра тяжести, I ; Is ; Is' - моменты инерции сечений бетона, растянутой и сжатой арматур, а = Es / ЕЬ.

В. Деформации в железобетоне.

–  –  –

где L - пролет балки или консоли;

S - коэффициент, зависящий от вида закрепления концов элемента S = 5/48 - для свободно опирающихся на две опоры балок и S = 0.25 - для консольных балок.

(1/г) max - полная кривизна сечения с наибольшим изгибом моментом от нагрузки.

(1/г) = M / E b x l r e d ;

Eb - модуль деформаций бетона, зависящий от продолжительности действия нагрузки I red - момент инерции приведенного сечения относительно его центра тяжести с учетом или без учета трещин в бетоне.

Лекция № 8.

Особенности работы предварительно

НАПРЯЖЕННОГО ЖЕЛЕЗОБЕТОНА ПОД НАГРУЗКАМИ.

А. Вопросы проектирования.

В последнее время в строительной практике появились новые более высокой прочности материалы для железобетона.

Например, бетон класса по прочности на сжатие В50; В60 и более и арматура класса А800;А1000;Вр1400;Вр1500.

Однако, в железобетоне существует определенный парадокс. В момент появления в железобетоне первой трещины в бетоне предельная деформация растяжения составляет примерно Ebt,u = 1х10л-4. Если в момент появления этой первой трещины определить напряжение в арматуре, окажется, что Ss = Ebt,u х Es = 1х10Л-4 х 2 х 10л6 = 200 кг/см2, а ведь расчетное то сопротивление её составляет примерно 10000-15000 кг/см2. Этот факт приводит к тому, что материалы более высокой прочности использовать в железобетоне становится неэффективно.

Возникает желание закрыть эти трещины как-либо. Закрыть эти трещины удалось все той же арматурой. Просто следует эту арматуру предварительно растянуть и передать это растягивающее усилие на бетон, чтобы в нем закрылись трещины. Вот так и появились предварительно напряженные железобетонные конструкции.

Прочность.

Рассмотрим работу предварительно напряженных железобетонных конструкций сначала на прочность.

-Представим, что имеем две балки абсолютно одинаковых, одного и того же пролета, высоты, сечения, одной и той же площади сечения арматуры, все одно и тоже. Разница заключается в том, что в одной балке арматура имеет предварительное напряжение, а в другой его (предварительное напряжение) создать забыли.

Рис. 8.1. Железобетонные балки

а) с предварительно напряженной арматурой,

б) с арматурой, не имеющей предварительного напряжения.

Запишем выражения для предельных моментов.

- для балки с п/н арматурой

-для балки не имеющей пр/напряжения.

Мпр = R b х b х X (h o -X /2 ) Мпр = Rb х b х X (ho- Х/2)

Как видим, никакой разницы в прочности балок с предварительным напряжением арматуры и без её предварительного напряжения нет. Конечно, это справедливо только в рамках принятых предпосылок. Тогда зачем же нам так необходимо предварительное напряжение арматуры?

Трещиностойкость.

Имеется железобетонная балка:

Высота h = 100 см ; ho = 90 см: ширина b = 30 см;

бетон класса В30; Rb = 170 кг/см2; Rbt,n = 17.5 кг/см2; ЕЬ = 325000кг/см2; арматура класса А800; As = 15 см2; Rs = 7000 кг/см2;

Es = 2000000 кг/см2

–  –  –

Положение центра тяжести приведенного сечения относительно нижней грани сечения:

Ун = Sred/A red = 150920/3092 = 48,81см;

Приведенный момент инерции сечения относительно центра тяжести его I red = I пр,н + I собств - A red х Ун2 = 7509200 + 2500000 х 48.8 Г 2 = 2642770 см4.

W red, н - I re d /У н = 2642770/48.81 = 54144 см4.

Предельный изгибающий момент в сечении балки Мпр = Rs х As ( ho - х/2) = 83.6 тм;

где х=20,6см.

Момент трещинообразования по формуле (7.8) определяется как балки с арматурой, но без её предварительного натяжения:

M crc= Rbt,nxWnp,H = 17.5x54144 = 947520 кгсм = 9.4 7 т м.

По сравнению с предельным моментом это почти на порядок меньше; досадно.

Однако, теперь имеем балку с предварительно напрженной арматурой. Усилие предварительного напряжения в арматуре пусть составляет N пр.о. = A s x S s = 1 5 x 0.9 x 8 0 0 0 = 108000 кг.

Принимая во внимание, что Епр.о. = Ун - a s = 48.81 - 10 = 38.81 см и г я,в = W re d /А red = 54144/3092 = 17.51 см;

Момент трещинообразования по той же формуле (7.8) составит Mere = Rbt,n х W red, n + N пр.о. ( Епр,о. + г я,в ) = = 947520 + 108000 ( 38.81 + 17.51 ) = 7030080 кгсм = 70.3 тм.

Т.е. момент трещиностойкости возрос в 7,5 раз и приблизился к предельному Мпр. = 83.6 тм. Вот для чего выполняется предварительное напряжение арматуры в изгибаемых железобетонных конструкциях.

Проиллюстрируем это на графике (рис. 8.2) Рис. 8.2. Кривые М - F для железобетонных балок 1 - с арматурой без предварительного натяжения её;

2 - с предварительно напряженной арматурой.

Кривая (1) на рис. 8.2 - зависимость изгибающего момента от прогиба для балки с арматурой, но без её предварительного натяжения.

Кривая (2) -зависимость изгибающего момента от прогиба для балки с предварительным натяжением арматуры.

Здесь можно наблюдать один и тот же предельный момент и повышенный момент трещинообразования М сгс, 2, кроме того, значительно меньший предельный прогиб за счет предварительного выгиба балки вверх в момент ее обжатия предварительно напряженной арматурой.

Следовательно предварительное напряжение арматуры:

1. повышает трещиностойкость железобетонных конструкций,

2. повышает жесткость железобетонных конструкций (имеется ввиду прогибы),

3. позволяет использовать материалы с повышенной прочностью,

4. ничуть не повышает, несущую способность (прочность) Б. Технология создания предварительных напряжений в железобетоне.

Способов создания предварительных напряжений в арматуре железобетонных конструкций существует большое множество.

1й способ: Натяжение арматуры на упоры (рис. 8.3).

На стенде стационарном или подвижном устанавливают на упоры арматуру (стержневую, пучки или пряди) и закрепляют её с одной стороны или с двух на упорах. С помощью специальных домкратов двойного действия или электронагрева арматуру вытягивают, контролируя усилие натяжения в ней в одном пучке или стержне, или сразу во всех стержнях или пучках. После создания необходимых усилий в арматуре не стенде устанавливают и фиксируют опалубочные формы изделия;

производят бетонирование конструкции, а после набора необходимой прочности бетоном производят т.н. «отпуск»

натяжения арматуры и бетон получает предварительные напряжения за счет растянутой арматуры.

а)

–  –  –

в) Рис. 8.3. Стадии изготовления предварительно напряженных конструкций.

2-й способ: Натяжение арматуры на бетон, (рис. 8.4.) На производственной площадке бетонируют будущее изделие целиком или частями, но в изготавливаемых изделиях с помощью каналообразователей выполняют соответствующие каналы.

Затем в оставленные каналы после набора бетоном необходимой прочности пропускают стержни или пучки предварительно напряженной арматуры. С одной стороны предварительно напрягаемый элемент имеет анкер.

С помощью специальных домкратов в элементах предварительно напрягаемой арматуры создают необходимое с обязательным контролем усилие натяжения. После этого на другом конце предварительно напрягаемого элемента устанавливается соответствующий анкер. Натяжение арматуры может производиться и с помощью электротока.

–  –  –

УJ/////Т ; / / / f / y////y / // s//s// / / / / ; / / / / / / / / Рис. 8.4. Стадии изготовления предварительно напряженной железобетонной конструкции.

Зй способ: Натяжение арматуры на бетон.

Предварительно напрягаемая арматура устанавливается в опалубочные формы перед бетонированием. Однако, сами арматурные изделия предварительно помещаются, например, в полимерные чехлы или полимерные ленты наматываются на арматурные стержни, предотвращая сцепление арматуры с бетоном.

После бетонирования и набора прочности бетоном изделия производится натяжение предварительно напрягаемых элементов домкратами с контролем усилий натяжения.

4й способ: Натяжение арматуры на бетон.

Предварительно напрягаемая арматура устанавливается в опалубочные формы перед бетонированием. Однако, на сами арматурные изделия наносится слой полимерного компаунда.

После бетонирования и набора прочности бетоном изделия к выведенным из бетона изделия арматурным выпуском подводится электроток. Арматурные изделия нагреваются и свободно удлиняются на необходимую длину. Нагрев стержней приводит к полимеризации полимерного компаунда и сцеплению через него арматуры и бетона. Электроток выключается, а остывание нагретых стержней приводит к предварительному напряжению арматуры и, соответственно, обжатию бетона.

В. Напряжения и потери напряжений в предварительно напрягаемой арматуре и бетоне.

Предварительные(т.н. контролируемые) напряжения арматуры

Ssp принимают:

- для горячекатаной арматуры Ssp 0.9 Rsn;

- для холоднотянутой арматуры Ssp 0.8 Rsp.

Однако, после создания предварительных напряжений в арматуре и бетоне происходят потери этих напряжений:

-до передачи предварительных напряжений на бетон - первые потери;

-после передачи предварительных напряжений на бетон - вторые потери.

Первые потери: ( 6Ssp( 1))

1. От релаксации напряжений в арматуре (6Sspl): для арматуры классов А600-А1000 при натяжении способом:

-механическим 6Sspl = 0.1 Ssp- 2 ;

-электротермическим 6Sspl = 0.03 Ssp ;

Для арматуры классов Вр1200-Вр1500

При натяжении способом:

-механическим 6Sspl = (0.22Ssp/Rs,n - 0.1)Ssp;

-электротермическим 6Sspl = 0.05 Ssp;

где: Ssp в МПа.

2. От температурного перепада (6Ssp2) температуры натянутой арматуры и устройств натяжения при термообработке бетона 6Ssp2 = 1.25 t ;

где: t = 65 град. С при отсутствии реальных данных по перепаду температуры.

3. Потери от деформации стальных форм (упоров) при неодновременном натяжении арматуры на форму 6Ssp3 = 30 МПа.

4. Потери от деформации анкеров натяжных устройств 6Ssp4 = Es* 6L/L;

где: 6L - деформация обжатия анкеров; L - длина арматурного элемента.

Вторые потери (6Ssp(2)):

5. Потери от усадки бетона 6Ssp5 = Eb,sh * Es ;

где:

Eb,sh - деформации усадки бетона принимают 0,0002-0,0003-для бетонов разных классов.

6. Потери от ползучести бетона (6Ssp6) см. СП 52 —102 Усилие в предварительно напрягаемой арматуре с учетом первых потерь определяют по формуле:

N sp(l) = Asp (Ssp - 6Ssp(l)) Напряжения в бетоне на момент обжатия (отпуска натяжения) Sbp = Nsp(l)/Ared + Nsp(l) *Esp* У/Ired + М*У / Ired Rb;

где:

Esp - эксцентриситет усилия Nsp(l) относительно центра тяжести приведенного сечения элемента;

У - расстояние от центра тяжести приведенного сечения до рассматриваемой точки;

М - изгибающий момент от внешних нагрузок на момент отпуска натяжения ( изгибающий момент от собственного веса элемента).

Суммарные значения первых и вторых потерь (6Ssp(l) + 6Ssp(2)) = 6Sspl + 6Ssp2 + 6Ssp3 + 6Ssp4 + 6Ssp5 + + 6Ssp6 Вычитаются из т.н. контролируемых напряжений (Ssp).

Усилие в напрягаемой арматуре с учетом полных потерь определяют по формуле:

Nsp(2) = Asp ( Ssp - 6Ssp(l) - 6Ssp(2)).

После такой операции достаточно просто определяют напряжения в бетоне от обжатия предварительно напрягаемой арматурой по уже известным формулам.

Многоэтажные производственные здания.

Конструктивные и расчетные схемы многоэтажных производственных зданий (МПЗ) Многоэтажные производственные здания выполняют из сборного, монолитного и сборномонолитного железобетона.

Каждый из названных материалов и способов имеет свои достоинства (преимущества) и недостатки.

Сборный (заводской) способ изготовления конструктивных элементов зданий:

повышенное качество, индустриальность, надежность. Однако присутствуют дополнительные операции: транспортировка, монтаж сборных элементов и др.

Постройка МПЗ из монолитного железобетона предполагает более высокий уровень строительного производства, но тем не менее, это присутствие так называемых «мокрых процессов», затруднения в контроле качества изготовления конструктивных элементов, сезонность производства работ и др.

Конструктивную схему МПЗ составляют:

- вертикальные несущие элементы: (стены, колонны, столбы),

- горизонтальные несущие элементы - перекрытия (плиты, ригели, балки)

- связи (диафрагмы, кресты и проч.).

В целом по характеру работы под нагрузками разделяют МПЗ на два больших класса: каркасные и безкаркасные (панельные) имеющие для МПЗ крайне редкое применение.

Каркасные, в свою очередь, разделяют на:

- Рамные - многопролетные многоэтажные рамы, как правило, с жесткими узлами соединения вертикальных и горизонтальных несущих элементов (рис. 9.1).

- Связевые - многопролетные многоэтажные несущие системы с шарнирными узлами соединения вертикальных и горизонтальных несущих элементов и связевыми элементами (рис. 9.2).

- Рамно-связевые - многопролетные многоэтажные рамы как с жесткими, так и с шарнирными узлами соединения конструктивных элементов и со связевыми элементами (рис. 9.3).

«Жесткие» рамные системы на вид такие «жесткие», однако, например, при действии горизонтальных сил Н при прочих равных условиях горизонтальные смещения 61 в рамных каркасах оказываются гораздо больше, чем в связевых 62, а в рамно-связевых каркасах 63 оказываются между б 1 и

62. Происходит это за счет того, что в формулах Мора для перемещений 61 в рамных каркасах учитываются все три силовых фактора (М; N и Q), а в связевых каркасах учитывается только один силовой фактор (N).

–  –  –

Вертикальные нагрузки:

При действии вертикальных нагрузок, приложенных в уровне перекрытий, основное значение играют изгибающие моменты и распределены они таким образом, что имеют на половине высоты этажей нулевые значения.

–  –  –

Этот факт позволяет в расчётной схеме рамы на половине высоты этажей в колоннах поставить шарниры ( см. рис.

9.2,а).

Тогда отдельно в верхней раме (рис. 9.2,6) усилия (изгибающие моменты) от вертикальной нагрузки определяются достаточно просто. В про межуточных рамах (рис. 9.2,в) изгибающие моменты (М) и остальные усилия (N и Q) определяются ещё быстрее и проще.

Горизонтальные нагрузки.

а)

–  –  –

Рис. 9.3

а) Расчетная схема и эпюры изгибающих моментов

б) Расчётная схема верхней рамы

в) Расчетная схема промежуточной рамы.

При действии горизонтальных нагрузок, приложенных в уровне перек изгибающие моменты (М) и распределены они также таким образом, что посередине высоты этажей имеют нулевые значения. В расчётной схеме рамы, следовательно аналогично предыдущему, на половине высоты этажей в колоннах можно поставить шарниры (см. рис. 9.3,а).

рытий, также как и в предыдущем случае, основное значение имеют усилия в верхней и промежуточных рамах (рис. 9.3,6 и 9.3,в) тогда определяются достаточно просто.

Многоэтажные производственные здания.

Армирование элементов МПЗ пшигштшнтшпнщтиццтго;

–  –  –

О Д Н О Э Т А Ж Н Ы Е П РО И ЗВ О Д С Т В Е Н Н Ы Е ЗД А Н И Я.

К О М П О Н О В К А КАРКАСА.

1. О Б Щ И Е С О О Б Р А Ж Е Н И Я.

Объемно-планировочное решение промышленного здания выбирается в соответствии с Функциональным и технологическим назначением с учетом требований прочности, надежности, долговечности, экономичности. При этом должны быть учтены требования экономичности при строительстве и в эксплуатационный период, требования охраны труда, техники безопасности и пожарной безопасности, экологии окружающей среды. Проектируемое здание должно обладать и определенной архитектурно-художественной выразительностью.

Объемно-планировочное решение разрабатывается на основе типовых проектов и существующих решений аналогичных зданий. Оптимальным решением является решение с новыми оригинальными конструкциями минимальной материалоемкости и энергозатратами на их изготовление, транспортировку, монтаж и эксплуатацию при обеспечении всех требований к прочности, надежности, долговечности и т.д.

При выборе объемно-планировочного решения и конструктивных элементов здания необходимо использовать весь существующий арсенал унифицированных и типовых решений.

Исходные данные на проектирование одноэтажного промышленного здания (ОПЗ) должны быть приведены в задании на проектирование. В задании приводятся схема поперечника здания, его размеры, пролеты, их количество, длина здания и шаг колонн в продольном направлении, грузоподъемность мостовых кранов и режим их работы, место строительства и др. На практике эти данные должны содержаться в техническом задании заказчика на проектирование объекта или определяются совместно с технологами.

Выбор оптимального решения здания производится путем эскизного проектирования с использованием метода сравнительного анализа. По принятому варианту производятся конструирование и расчеты отдельных элементов и узлов, составляются рабочие чертежи и т.д.

Состав проекта. Проект состоит из пояснительной записки на 40-50 страницах бумаги формата А4 (210 х 297 мм) и графической части на двух листах формата А1 (594 х 841мм). В пояснительной записке должен быть титульный лист, задание на проектирование, подписанное преподавателем, где изложены исходные данные на проектирование здания, собственно расчетно-конструктивная часть, список используемой литературы.

В расчетно-конструктивной части излагаются варианты конструктивного решения и их сравнительный анализ, статический расчет поперечной рамы, таблицы сочетании нагрузок и усилий, расчет крайней (или средней) колонны и фундамента под нее, расчет балки или фермы покрытия и подкрановой балки. В пояснительной записке излагаются схемы, чертежи, таблицы и проч. иллюстративный материал, расчетные формулы. Числовые же значения и результат расчета проставляются карандашом, На 1-м листе чертежей приводятся поперечник здания с основными исходными (в задании) данными, продольный разрез и план раскладки в осях фундаментов, колонн, подкрановых балок, балок (или ферм) и плит покрытия, связи и выборка основных элементов здания. Кроме того, здесь приводятся опалубочный и арматурный чертежи колонны с разрезами и спецификацией на арматурные элементы.

На 2-м листе изображаются рабочие чертежи (опалубочные и арматурные) фундамента, балки или фермы покрытия и подкрановой балки со спецификациями арматуры и закладных деталей. Выбор масштаба для каждого конкретного элемента производится индивидуально.

2. К О М П О Н О В К А К А РК А С А Одноэтажное производственное здание (ОПЗ) - жесткая пространственная система, состоящая из продольных и поперечных рам, совместно работающих под всеми действующими на эту систему нагрузками.

Поперечные рамы, как правило, состоят из жестко заделанных в фундаментах колонн и конструкции покрытия (стропильных конструкций: балок, ферм, плит покрытия).

Жесткость поперечных рам обеспечивается жесткостью колонн в поперечном направлении здания.

Продольные рамы состоят из жестко заделанных в фундаментах колонн, расположенных по верхам колонн стальных или железобетонных распорок и вытянутых в линию подкрановых балок. Продольные рамы могут быть крайними или средними.

Жесткость продольных рам в продольном направлении обеспечивается или жесткостью колонн или вертикальными связями. Вертикальные связи поставлены в плоскости рам в двух уровнях - выше и ниже подкрановых балок. Роль продольных связей - обеспечить жесткость продольных рам, а точнее, воспринять ветровые нагрузки на торцы здания и тормозные от мостовых кранов усилия и передать их (усилия) на фундаменты.

С целью снижения температурных и осадочных усилий в элементах каркаса ОПЗ предусматривают продольные и поперечные деформационные швы. Такими швами все здание разделяется на отдельные, так называемые, температурные блоки.

Длина и ширина температурных блоков для ОПЗ из железобетона зависят от температурного режима здания и составляют 40-70 м.

К элементам каркаса относятся: фахверковые колонны, на которые навешиваются торцевые стеновые панели, воспринимающие, кроме всего прочего, ветровые нагрузки;

фундаментные балки; подстропильные конструкции:

конструкции светоаэрационных фонарей и проч.

nsA Рис. 1. Конструктивная схема одноэтажного промышленного здания

а) поперечник здания - поперечная рама; б) планы осей, колонн, горизонтальных связей; в) продольный разрез здания продольная рама.

1 - колонны, 2 - строительные балки, 3 - подкрановые балки, 4 фахверковые колонны, 5 - горизонтальные связи шатра, 6 вертикальные связи шатра, 7 - вертикальные связи по колоннам выше подкрановых балок, 8 - вертикальные связи по колоннам ниже подкрановых балок.

Выбор производится в соответствии с заданием на проектирование ОПЗ. Задание на проектирование выдается руководителем проекта - преподавателем. В реальных условиях такое задание приходится разрабатывать в процессе проектирования самими авторами проекта (ГИИ - главный инженер проекта, ГАП - главный архитектор проекта) совместно с технологами.

Задание по геометрии определяют три-четыре основных параметров здания, главными из которых являются:

A. Пролет (и число пролетов), т.е. расстояние между продольными осями колонн в поперечном направлении.

Длина пролета подчиняется модульной системе, т.е. должна быть кратной 6 м и составлять 12, 18, 24. 30, 36 м и т.д.

Одновременно назначается и число пролетов. Произведение числа пролетов на длину пролета - ширина здания. В зависимости от этого произведения решается вопрос о продольном деформационном шве. Расстояние между такими деформационными швами также должно составлять 40-70м.

Б. Полная кратная 6м длина здания, зависит от технологического процесса. И здесь необходимо думать о поперечных деформационных швах. Длина температурного блока в отапливаемых зданиях должна быть максимум 72 м; в не отапливаемых-48 м.

B. Шаг поперечных рам 6 или 12 м- расстояние между колоннами вдоль здания для крайних и средних рядов желательно принимать одним и тем же. Однако в отдельных случаях они могут быть разными. Наиболее экономичными по расходу материалов и по использованию производственных площадей здания с шагом 12 м. Однако стеновые панели требуют иногда шага колонн крайних рядов 6 м.

Г. Привязка разбивочных осей к элементам здания:

- к продольным осям

- крайних рядов

- при шаге колонн 6 м грузоподъемности кранов менее 30 т и расстоянии от уровня чистого пола до низа стропильных конструкций Н 16,2 м привязка так называемая нулевая:

- при шаге колонн 6 м грузоподъемности кранов больше 30 т

- привязка 250 мм (наружная грань колонн крайних рядов отстоит от продольных разбивочных осей на 250 мм);

- при шаге колонн в 12 м - привязка - 250мм;

- разбивочные оси средних рядов совпадают с геометрическими осями колонн;

- поперечные разбивочные оси совпадают с геометрическими осями колонн за исключением торцевых рам и рам, примыкающих к температурным швам. Здесь оси рам смещаются к центрам температурных блоков на 500 мм.

Д. Температурные швы решаются постановкой двойных рядов колонн. В местах пересечений поперечных и продольных температурных швов устанавливаются четыре колонны. Между прочим, в продольных температурных швах можно обойтись постановкой одних, а не двух рядов колонн.

Е. Следующий параметр здания - отметка головки рельса связана с технологическим процессом и габаритами мостового крана, а точнее с нижней отметкой грузового крюка крана.

Отметка головки рельса определяет и высоту здания, т.е.

расстояние от уровня чистого пола до низа несущих конструкций покрытия. При этом необходим учет также и типовых высот стеновых панелей и оконных блоков.

По высоте размеры колонны определяются:

Н = Нн + Нв, где Н - полная длина колонны (без учета заделки ее в фундаменте);

Нн и Нв - высоты нижней подкрановой и верхней надкрановой частей колонны.

Высота нижней подкрановой части колонны:

Нн = hrp - hp - hn6 + h i ;

где hrp - высота головки рельса (см. задание) - расстояние от уровня чистого пола до уровня головки рельса: hp - высота кранового рельса (см. ГОСТ на крановые рельсы) при отсутствии информации - 150 мм: hn6 - высота подкрановой балки: при шаге рам б м - 1000 мм; при шаге рам 12 м - 1400 мм: hi = 150мм.

Рис. 2 Привязка колонн к разбивочным осям:

а) нулевая;

б) на 250 мм J I.

’'nSr ш Wei

–  –  –

Высота верхней надкрановой части колонны:

Нв = hrp + hp + hn6 + hKp + h i + где Ькр - высота мостового крана - расстояние от уровня головки рельса до верха грузовой тележки (см. ГОСТ на мостовые электрические краны); h2 == 100 мм - зазор между краном и низом покрытия: f - прогиб балки или фермы покрытия.

По горизонтали пролет мостового крана Lm. кр. = L-2xl, где 1 = 750; 1000; 1250....мм.

Рис. 4. Компоновка поперечника здания по высоте и горизонтали для нулевой привязки.

4. В Ы Б О Р К О Н С Т Р У К Т И В Н Ы Х Э Л Е М Е Н Т О В

Выбор основных конструктивных элементов: плит покрытия, балок, ферм, колонн, фундаментов, стеновых панелей производят по литературным источникам, типовым проектам и из опытов проектирования аналогичных зданий. При шаге колонн 6м плиты покрытия опираются непосредственно на балки или фермы, при шаге средних колонн 12 м применяются подстропильные конструкции по колоннам средних рядов, при шаге колонн 18м используются подстропильные конструкции, а при шаге колонн 18-24 м балки или Фермы устанавливают на колонны по продольным осям, плиты при этом пролетом 18-24 м раскладываются поперек здания.

А. Плиты покрытия. Плиты покрытия выбирают в зависимости от шага балок (ферм), района строительства и температурного режима помещений. Железобетонные плиты покрытия основные - пролетом 6 и 12 м имеют ширину 3 м, доборные -1,5 м. В продольных ребрах располагается предварительно напряженная или ненапрягаемая арматура.

Поперечные ребра армируются сварными каркасами, полка армируется сетками. Закладные детали плит и ригелей свариваются между собой. Сварка закладных деталей производится хотя бы в трех углах. Плиты покрытия в справочниках проектировщиков разделяются в зависимости от грузоподъемности на марки.

от

–  –  –

Рис. 7. Стропильные фермы: а) сегментные раскосные; б) с криволинейным верхним поясом; в) раскосные арочные; г) раскосные с параллельными поясами Б. Балки покрытия. Балки покрытия бывают двускатными, с параллельными поясами, ломаным или криволинейным очертанием верхнего пояса, односкатные. Двускатные и с ломаным верхним поясом балки более экономичны при больших пролетах 24-30-36 м. При пролетах 15-18 м более экономичны балки с параллельными поясами. Уклоны двускатных балок, как правило, под мягкую кровлю составляют 1/12. Сечения балок двутавровые. Высота балки на опоре составляет 800-900 мм, верхние пояса шириной 300-400 мм, нижние - 250-300 мм;

толщина стенки (из условий бетонирования) не менее 80 мм.

Интерес представляют двускатные решетчатые балки постоянной толщины около 300 мм с проемами.

В. Фермы и арки. Фермы сегментные и с круговым верхним поясом применяют для зданий со скатными кровлями. И здесь, как и в балках, сегментные и двускатные фермы более экономичны по сравнению с фермами с параллельными поясами при пролетах 30-36 м и более. При незначительных пролетах рекомендуемы фермы с параллельными поясами. Высота ферм составляет (1/6-1/10) пролета. Толщина ферм 250-350 мм.

Нижние пояса ферм армируются предварительно напрягаемой арматурой. Размешаются там и каркасы из ненапрягаемой арматуры. Особое внимание уделяется размерам и армированию растянутых элементов решетки.

При пролетах 30 м и более применяют в качестве несущих элементов покрытия арки. Оси арок очерчиваются по дуге окружности или параболам. Рекомендуются в этом случае применять двухшарнирные арки с затяжками со стрелой подъема (1/5- 1/8) пролета. Сечения элементов арок прямоугольные.

Г. Колонны. Колонны выбирают в зависимости от грузоподъемности кранов, их высоты и шага рам. При грузоподъемности кранов до 30 т и высоте до 12 м рекомендуются самые обычные сплошные колонны прямоугольного сечения. При грузоподъемности кранов от 30 до 50 т и высоте колонн от 12 до 18 м рекомендуются двухветвевые или двутаврового сечения. С целью обеспечения прочности и пространственной жесткости колонн и рам высоту подкрановой части сечения сплошных колонн при шаге 6 м принимают равной 1/10 высоты их, высоту надкрановой части сечения сплошных колонн принимают для крайних - 38 см, средних - 50 см, при шаге колонн 12 м - 60 см. Ширина сечения колонн по всей высоте постоянна и при шаге 6м составляет 40см, а при шаге 12 м - 50 см.

Двухветвевые колонны имеют высоту сечения ветви в нижней части 20-30 см: высота распорок - 40 см. Расстояние между распорками - 2-3 м. Ширина сечения ветвей и распорок 40-60 см.

Высота всего сечения крайних колонн 100-130 см, средних колонн - 120-160 см. Расстояния между гранями ветвей и распорок не должны препятствовать проходу людей.

Закладные детали в колоннах предусматриваются для крепления стропильных балок и ферм, подкрановых балок и стеновых панелей.

Д. Подкрановые балки. Подкрановые балки выбирают в зависимости от пролета-шага рам и грузоподъемности кранов. По статической схеме подкрановые балки проектируют разрезными и, как правило, с параллельными поясами. При шаге рам 6 м высота подкрановых балок принимается до 1000 мм, сечение тавровое; при шаге рам 12 м высота подкрановых балок доходит до 1400 мм, а сечение двутавровое. Подкрановые балки соединяются с колоннами на сварке закладных деталей в уровне консолей колонн и по верх ним граням балок.

Е. Фундаменты под колонны. Железобетонные фундаменты стаканного типа под колонны выполняют или монолитными, или сборными. Верхняя грань стакана на 150 мм ниже уровня чистого пола. Нижняя грань Фундаментной плиты должна располагаться не выше уровня промерзания в зависимости от района строительства. Остальные размеры фундамента определяются из расчетов на прочность, трещиностойкость и проч.

Ф S ill 1j?

ii П I7 1ч

–  –  –

Рис. 9. Подкрановые балки:

а) для пролетов 6 м тавровые;

б) для пролетов 12 м двутавровые Рис. 10. Сборный железобетонный фундамент: 1 - колонна; 2 подколонник;

3 - каркас подколонника; 4 - опорная фундаментная плита; 5 арматурные сетки опорной плиты ЛЕКЦИЯ 11.

ОДНОЭТАЖНЫЕ ПРОИЗВОДСТВЕННЫ Е ЗДАНИЯ.

РАСЧЁТ ПОПЕРЕЧНЫХ РАМ.

1. ОБШИЕ СООБРАЖЕНИЯ. РАСЧЕТНЫЕ

СХЕМЫ ПОПЕРЕЧНЫХ РАМ

ОДНОЭТАЖНЫХ ПРОИЗВОДСТВЕННЫХ

ЗДАНИЙ (ОПЗ).

Расчет производится только одной поперечной рамы - второй от любого торца. Все поперечные рамы связаны между собой с помощью связей и "жесткого" в горизонтальной плоскости покрытия. При действии постоянных нагрузок, снеговой и ветровой все рамы находятся в одинаковых условиях. При действии вертикальных крановых и поперечных горизонтальных тормозных нагрузок доля помощи всех соседних рам рассчитываемой раме учитывается с помощью, так называемого, коэффициента пространственной работы.

При выборе и обосновании расчетных схем поперечных рам

ОПЗ можно руководствоваться следующими соображениями:

Представим себе три расчетных схемы одной и той же рамы (рис.1) "а","б","в") приведены схематичные эпюры изгибающих моментов. Самые минимальные усилия окажутся в схеме "б" и чуть большими окажутся усилия в схеме "а". Максимальные усилия - в схеме "в". От действия на все три схемы ("г","д","е") горизонтальной силы N также приведены схематичные эпюры изгибающих моментов. Самые минимальные усилия опять окажутся в схеме "д", чуть большими оказываются усилия в схеме "г", максимальные усилия будут в схеме "е".

Следовательно, с точки зрения минимальных усилий можно считать расчетную схему "б"/"д". Наиболее неэкономичной является схема "в"/"е". Однако, независимость ( при воздействии вертикальных и горизонтальных сил) внутренних усилий в ригелях и стойках вынуждает проектировщиков к выбору расчетной схемы "в"/"е". Кроме того, в железобетонных рамах проще организовать шарнирное соединение ригелей со стойками и заделку стоек в фундаментах.

2. НАГРУЗКИ НА ПОПЕРЕЧНЫ Е РАМЫ ОПЗ.

На рамы действуют несколько видов нагрузок, а именно:

-основные;

-дополи ительные;

-особые.

К основным нагрузкам относятся:

-нагрузки от собственного веса несущих и ненесуших строительных конструкций (поскольку они всегда действуют);

-нагрузки от мостовых кранов.

К дополнительным нагрузкам относятся:

-нагрузки от снега;

-тормозные нагрузки от мостовых кранов;

-ветровые нагрузки.

К особым нагрузкам относятся:

-аварийные нагрузки;

-сейсмические нагрузки;

-воздействия от изменения температуры, усадки бетона, осадок опор и др.

В настоящем рассматриваются воздействия от:

-постоянных нагрузок;

-снеговых нагрузок;

-крановых вертикальных нагрузок;

-крановых тормозных (поперечных) нагрузок;

-ветровых нагрузок.

2.1 Постоянные нагрузки и их приложение в расчетных схемах.

–  –  –

Сила, развиваемая между опорной частью ригеля и верхом колонны N1 = q пост х а х 1/2 = 0.69 х 6 х 12 = 49.5 т : приложена к колонне с эксцентриситетом е=с1+к-Ь /2. Тогда момент Ml = N1 х el. Значения cl = 15-20мм, а к - расстояние от торца балки или фермы до центра опирания ее на колонну.

Ниже, в месте изменения сечения колонны сила N2 = N1. а эксцентриситет е2 = h /2 - h /2 - el. Тогда момент М2 = N2 х е2 и направлен в другую сторону (см.рис 2).

Рис. 2. Постоянная нагрузка в расчетной схеме.

ПРИМ ЕЧАНИЯ:

1. При определении вертикальных нагрузок в раме N1 и N 2 вес стенового ограждения не принимался во внимание.

Если стены выполнены из кирпича, нагрузка от них передается на фундаментную балку. Если стены выполнены из керамзитобетонных панелей, то также их вес передается на фундаментную балку, а к колоннам они крепятся с целью предотвращения горизонтальных смещений, т.е. с целью обеспечения проектного положения. В керамзитобетонных панелях нет арматуры, которая воспринимала бы их вес, поэтому они представляют собой самонесущую стену. Однако, в отдельных случаях панели висят на колоннах. Тогда их вес следует учесть в вертикальных силах N1 и N2.

2. В силах N1 и N2 следовало бы учесть вес верхней и нижней частей колонны (2-3%). В настоящем этого нет. В величину силы N2 входит вес подкрановых балок (3-5%).

В настоящем этого нет.

2.2 Снеговая нагрузка и приложение ее в расчетной схеме.

Интенсивность нормативной и расчетной снеговой нагрузки принимается в соответствии с данными строительных норм и правил - "Нагрузки и воздействия" для соответствующего района РФ. Например, для района Москвы интенсивность нормативной и расчетной нагрузок составляет 128 и 180 кг/м2.

Схема приложения сил от расчетной снеговой нагрузки в расчетной схеме приведена на рис.З Рис.З. Схема приложения снеговой нагрузки.

Сила, развиваемая между опорной частью ригеля и верхом колонны N1 = q сн х а х 1/2 = 0.18 6 х 12 = 12.96 т: приложена к колонне с тем же эксцентриситетом, что и в предыдущем случае, т.е. el = с 1 + к - Ьв /2 и момент Ml = N1 х el.B месте изменения сечения колонны сила N2 = N1, эксцентриситет е2 = Ьн/2 - Ьв/2

- el и момент М2 = N2 х е2 как и в предыдущем случае.

2.3. Крановая вертикальная нагрузка и приложение ее в расчетной схеме рамы.

Крановая вертикальная нагрузка принимается в зависимости от грузоподъемности и типа мостового крана. Вертикальные силы (Dmax и Dmin), приложенные в расчетной схеме определяются в зависимости от максимального давления под колесом мостового крана. Эти максимальные давления (Ртах) даны в ГОСТах на мостовые электрические краны. Причем, давление (Ртах) под колесом крана соответствует случаю, когда на грузовом крюке (гак.е) висит нормируемый груз, а грузовая тележка максимально приближена к ряду колонн. Тогда на колонне этого ряда возникает вертикальная сила Dmax на противоположной стороне

- сила Dmin. Эксцентриситеты el и е2 - расстояния от оси кранового рельса до вертикальных осей, проходящих через центры тяжести нижних участков правой и левой колонн. Тогда Mmax = Dmax х el и Mrnin = Dmin х е2 (см.рис.4).

-Л.1:.

с' ) f '/

•V " МI л <

–  –  –

Рис.4. Схема приложения вертикальной крановой нагрузки

Расчетные давления Dmax и Dmin определяются по формулам:

Dmax = Pmax.n х (yl + у2 + уЗ + у4) J f. Jc. 1д Drain = Pmin.n х (yl + у2 + уЗ + у4) Jf. Jc. Jy Р max. n - нормативное максимальное давление под колесом крана - см.

ГОСТ на мостовые электрические краны:

Р min.n - ( Qrp + Gm + Gt )/2 - Pmax.n - нормативное минимальное давление под колесом крана где:

Qrp - номинальная грузоподъемность крана:

Gm - вес мостового крана

Gt - вес грузовой тележки:

J f. Jc.

Jfl - коэффициенты надежности по нагрузке, сочетаний и динамичности ее:

Yi - ординаты линии влияния давления Dn (см.рис. 5).

Рис.5. К определению Dmax и Dmin.

2.4. Крановая тормозная нагрузка и ее приложение в расчетной схеме рамы.

Крановая тормозная горизонтальная поперечная расчетная нагрузка (Н) приложенная в расчетной схеме рамы определяется следующим образом:

п Н = Тп х Yf х Yc X Yi i=l Нагрузка (H ) приложена в форме сосредоточенной горизонтальной силы к правой или левой стойке в одну или другую стороны в уровне верха подкрановой балки (См.рис.6).

В формуле выше Тп = f (Qrp + Gt) /(п=2) Qrp и Gt - номинальная (нормативная) грузоподъемность и вес грузовой тележки крана;

п - число колес крана с одной стороны, как правило п = 2;

f - коэффициент поперечного давления, равен при гибком подвесе груза - 0.05, при жестком - 0.10;

Yf и Yc - коэффициенты надежности по нагрузке и сочетаний;

Yi - ординаты аналогичной линии влияния опорного горизонтального давления: линия влияния также должна быть в горизонтальной плоскости, хотя ординаты те же.

–  –  –

Рис.6. Схема приложения тормозной нагрузки.

2.5. Ветровая нагрузка и ее приложение в расчетной схеме.

По воздействию ветровой нагрузки вся территория РФ разделена на районы и нормативные значения этих нагрузок по районам приведены в строительных нормах и правилах "Нагрузки и воздействия".

Интенсивность расчетной ветровой нагрузки определяется следующим образом:

qw=qo х Yh х Ya/g х Yf: Погонная ветровая нагрузка - qw х а, где:

qo - интенсивность ветрового воздействия (ветровой нагрузки) на вертикальную плоскость здания - может быть определена по формуле: qo = KV2/16, где: V - скорость ветрового потока (в м/сек), к - коэффициент.

Yf = 1.4- коэффициент надежности по нагрузке;

Yh - коэффициент увеличения ветровой нагрузки начиная с высоты 10 м. Повышение нагрузки происходит до высоты = 350 м. Выше этой отметки находится, так называемая, зона геострофического ветра;

Ya/g - аэродинамический коэффициент для такого типа зданий принимается равным 1.4. Ветровой поток на здание действует с наветренной и подветренной сторон. С наветренной стороны активное давление ветра и аэродинамический коэффициент в этом случае равен 0.8. С подветренной стороны - пассивное давление ветра и аэродинамический коэффициент здесь принимается равным 0.6 (в сумме 1.4). (См.рис.7). В расчетной схеме принимают активную и пассивную нагрузки эквивалентными. Для получения эквивалентных нагрузок необходимо изгибающий момент в заделке в свободно стоящей жестко защемленной внизу стойке высотой Н от нагрузки сложной формы разделить на Н2/8.

Часть ветровой нагрузки, действующая на шатер выше низа стропильной конструкции с наветренной стороны: W aKT = Ишатр х а х ( qwaKTl + qwaKT2 )/2;

и то же с подветренной стороны: Wnac = йшатр х а х ( qwnacl + qwnac2)/2: прикладываются в расчетной схеме в горизонтальном направлении в уровне ригеля.

Рис.7. Ветровая нагрузка и ее приложение в расчетной схеме.

3. О П Р Е Д Е Л Е Н И Е В Н У Т Р Е Н Н И Х У С И Л И Й В

Э Л Е М Е Н Т А Х П О П Е Р Е Ч Н Ы Х РА М О П З.

–  –  –

Расчетная схема рамы является однажды статически неопределимой системой при расчете по методу перемещений.

Для определения усилий в раме необходимо выбрать и обосновать основную систему с наложенными лишними связями.

В качестве лишней связи здесь устанавливается горизонтальный стержень в уровне ригеля. От постоянных нагрузок (рис.2) в этой основной системе строится грузовая эпюра изгибающих моментов (см.рис.8.а) Мро. Единичное состояние изображено на рис.8,6 - Ml. При этом в соединениях ригеля со стойками возникают реакции. В грузовом состоянии Rip = а1лев + Rlnp; В единичном состоянии rl 1 = г 11лев + г 11пр.

Деформационное уравнение метода перемещений записывается для этого случая в следующем виде rl 1 х б + Rip = 0 и б = - Rip / rll Тогда все усилия в любом сечении каждого элемента рамы определяются по формулам:

М = Мро + Ml х б N = Npo + N 1 х б Q = Q ро + Q 1 х б Окончательная эпюра изгибающих моментов в расчетной схеме приведена на рис.8.в.

Примечание:

Ввиду симметричности расчетной схемы и нагрузки на раму, окончательная эпюра моментов идентична грузовой, т.к. 6 = 0.

То же самое будет и с эпюрами N и Q.

3.2. Усилия от снеговых нагрузок.

Усилия от снеговых нагрузок (см.рис.З) в элементах рамы определяются аналогично усилиям от постоянных нагрузок.

Принимаются во внимание та же расчетная схеме и основная система. В основной системе строится грузовое состояние эпюра изгибающих моментов от снеговой нагрузки (рис.9.а) и используется то же единичное состояние из предыдущего расчета (рис.8.6).

Грузовые реакции Rip = RLneB + Rlnp (см.рис.9,а);

и единичные реакции rl 1 = г1лев + rlnp (см.рис.8,б).

Деформационное уравнение аналогично предыдущему и б = Rlp/rll.

Усилия в любом сечении каждого элемента рамы определяются по тем же формулам:

М = Мро + Ml х б:

N = Npo + N 1 х б Q = Q ро + Q1 х б Окончательная эпюра изгибаюших моментов в расчетной схеме приведена на рис.9. б. При симметричности расчетной схемы и нагрузки обе эпюры Мро и М идентичны.

Рис.8. Эпюры моментов от постоянной нагрузки.

а) Грузовое состояние:

б) Единичное состояние:

в) Эпюра моментов в расчетной схеме.

Рис.9. Эпюры моментов от снеговой нагрузки:

а) Грузовое состояние:

б) Эпюра моментов в расчетной схеме.

*)

- О

Рис. 10. Эпюры моментов от крановой вертикальной нагрузки:

а) Грузовое состояние:

б) Эпюра моментов от крановой вертикальной нагрузки.

Усилия в раме от крановых вертикальных нагрузок (рис.4) определяются аналогично предыдущим случаям. Расчетная схема и основная система остаются прежними. Грузовое состояние эпюра изгибающих моментов от крановой вертикальной нагрузки приведена на рис. 10. Единичное состояние используется из предыдущего расчета (рис.8.6).

Грузовые реакции: Rip = R 1лев + Rlnp (См.рис. 10.а ).

Единичные реакции: rl 1 = г 11лев + г 11пр ( См. рис. 8. б ).

Деформационное уравнение для этого случая выглядит следующим образом:

б х г 11 х Спр + Rip = 0 и б = - Rip / rll х Спр.

В деформационное уравнение необходимо включить коэффициент пространственной работы Спр. Этот коэффициент учитывает долю помощи соседних рам рассчитываемой раме.

Коэффициент пространственной работы Спр принимается равным (ориентировочно) 3.4 при шаге рам 6.0 м.

или может быть определен по простейшей формуле п Спр = 1 / ( 1/п + УС2 / X У1А ), i=l где :п - число поперечных рам:

У1 - ордината положения рассматриваемой рамы.

Формула для коэффициента Спр определена при следующих предпосылках:

-покрытие из железобетонных плит считается "абсолютно" жестким в своей (горизонтальной) плоскости:

-деформации продольных рам каркаса не принимались во внимание.

Необходимо иметь в виду, что ни в одном расчетно проектирующем комплексе пространственный характер работы такого каркаса не учт ен. Поэтому проектировщики подчас упускают из виду этот факт. Правда, это идет в запас прочности, хотя тоже не совсем корректно.

На рис. 11 приведена эпюра коэффициента пространственной работы Спр. Из рисунка видно, что легче всего работать средней раме. Ей все рамы помогают, коэффициент пространственной работы Спр здесь равен числу рам и нагрузка распределена поровну на все рамы.

Тяжелей всего приходится торцевым рамам. Здесь коэффициент Спр минимальный и эти торцевые рамы следовало бы рассчитывать. Однако, рассчитывают вторые от торцов рамы, так как мостовые краны в последние панели уже не заходят.

–  –  –

3.4. Усилия от крановых тормозных нагрузок.

Усилия от крановых тормозных (горизонтальных, поперечных) нагрузок (рис.6) определяются следующим образом.

Расчетная схема и основная система остаются прежними.

Единичное состояние оценивается по рис.8.б. Грузовое состояние приведено на рис. 12.а Грузовые реакции Rip = R 1лев + Rlnp (см. рис. 12. а).

Единичные реакции г11 - те же (см.рис.8.б).

В деформационное уравнение здесь также необходимо ввести коэффициент Спр. Тогда горизонтальное смещение ригеля определяется по формуле 6 = - R l p / r l l х Спр. Усилия в сечениях рамы определяются формулами

М = Мро + Ml х б:

N = Npo + N 1 х б Q = Q ро + Q1 х б Окончательная эпюра изгибаюших моментов в расчетной схеме приведена на рис. 12.6. Необходимо иметь в виду, что тормозное усилие Н может менять направление или может быть приложено к другой (правой) стойке так же с двухсторонним направлением.

–  –  –

Грузовые и единичные реакции стойки переменной жесткости (EI1 и EI2) при Нр = р;: Нн = н ; Нв = в могут определяться по таблицам или любым из известных способов.

Единичная реакция одной стойки переменной жесткости:

rl 1лев = 3/ [ влЗ/Е 11 + н (р л2 + вл2 + р х в) /Е12 ] Грузовые реакции

-для постоянной или снеговой нагрузок с изгибающими моментами ( Ml и М2 ):

Я1рлев= 1,5 [Ml х вл2 /ЕII - (М 2-M l) х н(р+в)/Е 1 2 ] / r l 1лев

-для стойки, загруженной крановым моментом (М).

приложенным в месте изменения сечения:

Я1рлев= 1.5 [М (р + в)н/Е12 ] /г11лев

-для ветровой нагрузки:

R 1рлев = qw[BA 4/8EI 1+н(р'л3 + вл3 + рл2 х в/2+р х вл2/2)/6Е12)/г11лев- для тормозных нагрузок:

R 1рлев = Н{( 2в+р4) ( t-H )Л 2/6Е I1+H [3t ( р+в ) - 2нв - нр] / 6Е12}/г Плев Л Е К Ц И Я 12.

Подкрановые балки одноэтажных производных зданий (оп з).

1. Железобетонные подкрановые балки с напрягаемой и с предварительно напрягаемой арматурой в ОПЗ воспринимают статические и динамические вертикальные и горизонтальные (тормозные) нагрузки от мостовых кранов и передают их на колонны и связи каркаса. Применяются железобетонные балки для легкого режима работы мостовых кранов (IK, 2К, ЗК) и среднего (4К, 5К) грузоподъемность кранов до 30т. Тяжелый (6К, 7К) и средний режимы работы мостовых кранов грузоподъемностью 50 и более тонн область применения стальных подкрановых балок.

2. Ф О РМ Ы С Е Ч Е Н И Й П О Д КРА Н О ВЫ Х БА Л О К

При пролете 6м для кранов легкого режима работы и небольшой грузоподъемности применяются тавровые подкрановые балки высотой 0,8 - 1,0м без развитого нижнего пояса. Для кранов легкого и среднего режимов работы грузоподъемностью до 30т для пролетов 6 и 12м применяются подкрановые балки двутавровые с развитой верхней полкойплитой и нижним поясом.

Основной параметр для подкрановых балок - их высота.

Принимается, как и во всех остальных случаях, высота п/балок равной (1/8-1/10) пролета.

Типовые подкрановые балки:

- для пролета 6м - высота 1,0м;

- для пролета 12м - высота 1.4м.

По условиям изготовления, монтажа и характеру работы под нагрузками п/балки выполняют разрезными. Неразрезные п/балки могут иметь место в случае непросадочных грунтов, скальных грунтов и монолитного железобетона.

Ширина плиты верхнего пояса (bf) (см. рис. 1) применяется 500-800мм, исходя из условий работы их на горизонтальные крановые тормозные нагрузки и размещения элементов кранового пути (рельса и креплений). Высота плиты 180 - 200мм, нуты - 25мм. Развитый нижний пояс с вутами воспринимает сжимающие усилия предварительного напряжения нижней рабочей арматуры и обеспечивает рабочую арматуру от коррозии.

Ширина нижнего пояса 340 - 360мм, принимается исходя из условий размещения не напрягаемой и предварительно напрягаемой арматуры. Вуты нижнего пояса 100x100 мм.

3. Х АРА КТЕР РА Б О Т О Ы П ОД КРА Н О ВЫ Х

БАЛОК.

Поперечное сечение подкрановых балок компонуют в соответствии с характером нагрузок.

Под действием вертикальных крановых нагрузок подкрановые балки работают всем сечением; при этом верхняя плита - верхний пояс работает на сжатие, нижний пояс испытывает растяжение, кроме того нижний пояс защищает рабочую арматуру от коррозии и воспринимает сжимающие усилия в момент отпуска натяжения арматуры и при отсутствии подвижной крановой нагрузки на подкрановую балку.

Под действием горизонтальных крановых тормозных нагрузок работает на изгиб в горизонтальной плоскости только верхний пояс - верхняя полка подкрановой балки. Это хорошо иллюстрируется на рис. 2

–  –  –

А. ВЕРТИКАЛЬНЫЕ НАГРУЗКИ.

Расчетная вертикальная нагрузка Ртах от мостового крана определяется по нормативной вертикальной нагрузке Pmax.n (нормативное давление под колесом крана) с учетом коэффициентов надежности

Ртах = Pmax.n x Y f x Y g x Y c :

где: Yf = 1.1 - коэффициент надежности по нагрузке;

Yg - коэффициент надежности, учитывающей динамическое воздействие мостовых кранов на подкрановую балку;

Yc - коэффициент надежности, учитывающий сочетание нагрузок, т.е. одновременное нахождение двух сближенных мостовых кранов с номинируемыми грузами, приближенными к соответствующему максимальному моменту или поперечной силе в балке;

Pmax.n - нормативное давление под колесом мостового крана (см.

ГОСТ - "Мостовые электрические краны") Минимальное расчётное давление под колесом м/крана на другой его стороне определяется по формуле:

Pmin = (GKp + 3тел + Qrp) / 2 - Ртах;

где: Gxp и Стел - расчетные веса мостового крана и грузовой тележки (см. ГОСТ - "Мостовые электрические краны") Qrp - вес груза Схема сближенных мостовых кранов приведена на рис. 4, где: В и К - габаритные размеры, ширина и база мостового крана (см. ГОСТ - "Мостовые электрические краны") Значение максимального изгибающегося момента и поперечной силы и их положение по длине в подкрановых балках от вертикальной крановой нагрузки могут быть определены различными способами:

1-й способ (с помощью линий влияния) (см. рис.4):

Подкрановую балку в расчетной схеме делят по длине ее на 10-12 участков (сечения 1-5).

–  –  –

- По полученным максимальным значениям моментов и поперечных сил для всех сечений строят ОГИБАЮЩИЕ эпюры максимальных моментов и поперечных сил;

- По огибающим эпюрам (Мтах и Qmax) видны максимальные значения моментов и поперечных сил и их положения.

Рис. 4. Схема загружения мостовыми кранами подкрановых балок, линии влияния и огибающие эпюры максимальных изгибающих моментов и поперечных сил.

2-й способ (правило Винклера) См. рис.5 Для получения максимального изгибающего момента строят эпюру моментов в однопролетной балке от равных между собой сил, расположенных на балке следующим образом:

СЕРЕДИНА ПРОЛЕТА ДЕЛИТ ПОПОЛАМ РАССТОЯНИЕ

МЕЖДУ РАВНОДЕЙСТВУЮЩЕЙ ВСЕХ НАХОДЯЩИХСЯ НА

БАЛКЕ СИЛ И БЛИЖАЙШЕМ К НЕЙ ГРУЗОМ (См. рис.5) При таком положении грузов строят эпюру изгибающих моментов. Максимальный момент и его положение определяет построенная таким образом эпюра моментов. Из эпюры видно, что максимальной момент возникает не в середине пролета, как это принято думать.

Для получения максимальной поперечной силы необходимо расположить мостовые краны и силы от них следующим образом:

ОДНО КОЛЕСО МОСТОВОГО КРАНА РАСПОЛОЖИТЬ,

НАПРИМЕР, НА ЛЕВОЙ ОПОРЕ (ЧУТЬ ПРАВЕЕ):

ОСТАЛЬНЫЕ КОЛЕСА КРАНОВ МАКСИМАЛЬНО

ПРИБЛИЗИТЬ К ЭТОЙ ОПОРЕ И ПОСТРОИТЬ ОТ ЭТИХ

ТАКИМ ОБРАЗО РАСТАВЛЕННЫХ СИЛ ЭПЮРУ

ПОПЕРЕЧНЫХ СИЛ.

Ордината эпюры поперечных сил на левой опоре будет максимальной.

3-й способ.

Построение эпюр изгибающих моментов и поперечных сил от крановой нагрузки производят по известным таблицам справочника проектировщика. Расчетно-теоретический, том 1 и 2.

Стройиздат, 1973г.

Б. ГОРИЗОНТАЛЬНЫЕ ТОРМОЗНЫЕ НАГРУЗКИ.

Горизоитальные продольные тормозные нагрузки от мостовых кранов через крановые рельсы передаются на подкрановые балки. В подкрановых балках при этом возникают незначительные сжимающие и растягивающие продольные горизонтальные усилия. Эти усилия подкрановые балки передают на колонны. Колонны ввиду их малой изгибной жесткости в продольном направлении с этими усилиями не справляются.

Поэтому продольные горизонтальные тормозные усилия от мостовых кранов колонны передают на вертикальные связи между колоннами в уровне ниже подкрановых балок. Во внимание поэтому при проектировании подкрановых балок тормозные горизонтальные силы от мостовых кранов не принимаются.

Горизоитальные тормозные поперечные нагрузки на подкрановые балки возникают от торможения (или остановки) грузовых тележек с грузами. Эти усилия передаются через колеса мостовых кранов в уровне головок на крановые рельсы.

Предполагается, что эти горизонтальные силы воспринимаются только верхним поясом (плитой) подкрановой балки, которая при этом работает в горизонтальной плоскости на изгиб. Стенка и нижний пояс подкрановой балки при этом в работе не участвуют.

Горизоитальные усилие от одного колеса мостового крана на подкрановую балку при торможении грузовой тележки с грузом определяется следующим образом:

Н колеса = Yf х Yg х Yc х F х (Сггел + Qrp) / п ;

где: Y f; Yg ; Yc - коэффициенты надежности по нагрузке, динамический и сочетаний, принимаются как и при расчете на вертикальные нагрузки;

Отел, и Qrp. - вес грузовой тележки и груза;

п = 2 - число колес крана с одной стороны;

F - коэффициенты поперечного давления для гибкого (0,05) и для жесткого (0,10) подвеса груза.

Горизонтального усилия от мостового крана передаются на одну подкрановую балку или правого или левого ряда колонн и действуют в одном или другом направлении.

После определения горизонтальных тормозных сил на плиту подкрановой балки, усилия в ней (М и Q) определяются точно также, как и в предыдущем случае от вертикальных нагрузок с помощью линий влияния или по правилу Винклера.

Рис. 5. Положение грузов дл получения максимальных моментов и эпюра моментов в подкрановой балке.

Рис. 6. Положение грузов для получения максимальной поперечной силы и эпюра поперечных сил в п/балке.

6. П РО Ч Н О С ТЬ П ОДКРА Н ОВЫ Х БА Л О К В

СТАДИИ ЭКСПЛУАТАЦИИ.

Прочность подкрановых балок в стадии эксплуатации проверяется по 1-й группе предельных состояний при нагрузке от двух сближенных друг к другу мостовых кранов с нормируемой (по паспорту) грузоподъемностью и собственного веса с соответствующими коэффициентами надежности по нагрузке, динамичности и сочетаний. При этом должны выполняться условия прочности по максимальному изгибающему моменту и поперечной силе при предпосылках, приведенных на рис. 7. т.е:

–  –  –

остальные обозначения видны из рис. 7 и СП 52 -101 -2003 и СП 52-102-2004.

Кроме того необходима проверка прочности подкрановой балки в стадии отпуска натяжения арматуры и по главным напряжениям.

–  –  –

На выносливость в промышленном и гражданском строительстве рассчитывается только одна единственная конструкция (за исключением фундаментов, испытывающих вибрационную нагрузку). Эта конструкция расчета.

Предпосылки расчета.

Расчет на выносливость подкрановых балок производится:

- Под нагрузками от одного мостового крана. Здесь важное значение имеет не максимальная нагрузка, как это было при расчете на прочность, а ее характер - многократность воздействия этой нагрузки.

- Коэффициенты надежности по нагрузке, динамический и сочетаний полагаются равными единице.

- Расчетные сопротивления материалов снижаются путем умножения их на коэффициенты, учитывающие условия работы материала; для бетона Ybl и для арматуры Ys3 и Ys4.

- Бетон растянутой зоны во внимание не принимается и в расчете не учитывается, т.к. от расчетной нагрузки (при расчете на прочность) трещины уже появились.

- Сжатия зона бетона работает в упругой стадии, т.к.

пластические деформации бетона уже появились от многократного воздействия крановой нагрузки (при расчете на прочность) трещины уже проявились.

- Отношения модулей упругости арматуры к модулю деформаций бетона для классов бетона В15 - В40 принимаются равными соответственно 2 5 -1 0.

Предпосылки расчета на выносливость приведены на рис. 8.

Условия выносливости бетона арматуры подкрановых балок записываются в следующем виде:

Sb.maxRbxYbl и Ss.max Rs х Ys3 х Ys4 :

где: Sb.max и Ss.max - максимальные нормальные напряжения в бетоне и арматуре в рассматриваемом сечении.

Расчет выносливости сечений, наклонных к продольной оси п/балок производится из предпосылки, что главные растягивающие напряжения на уровне центра тяжести сечения воспринимаются только поперечной арматурой, причем расчетные сопротивления ес д/быть умножены на коэффициенты

Ys3 и Ys4, т.е.:

S г.р. Rsw х Ys3 х Ys4.

–  –  –

Поскольку подкрановые балки армированы предварительно напрягаемой арматурой (ПНА), то рассчитываются они на образование трещин, а не на раскрытие.

Условие трещиносгойкости (образование трещин) в п/балках записывается в следующей форме:

Mn Mere = Rbt.ser х W + Nnp.ob.

х (Еор + Rji.b) где:

Mn - изгибающий момент в подкрановой балке от нагрузок при расчете по второй группе предельных состояний, т.е. от нормативных нагрузок и при коэффициентах надежности по нагрузке Yf, динамическом Yd и сочетаний Yc равных единице;

Mere - момент образования нормальных поперечных трещин в нижнем поясе подкрановой балки, складывается из (Rbt.ser х W) и (Nnp.ob.

х (Еор + Ля.в)) где:

W - момент сопротивления нижней грани нижнего пояса подкрановой балки;

Rbt.ser - нормативное сопротивление бетона балки на растяжение;

Nnp.ob. = Snp.ob. х (Asp + Aspc) - сила предварительного обжатия бетона предварительного напрягаемой (нижней и верхней) арматурой с учетом всех потерь;

Еор - эксцентриситет силы Nnp.ob. относительно центра тяжести приведенного поперечного сечения;

Ra.H - расстояние от центра тяжести поперечного сечения до верхней ядровой точки.

Рис. 9. К расчету подкрановой балки на трещиностойкость.

а) Напряженно деформированное состояние (НДС) сечения подкрановой балки силами предварительного напряжения верхней и нижней арматурами, т.е.:

б) НДС сечения подкрановой балки при переносе силы Nnp.ob. в верхнюю ядровую точку, т.е.:

Ml = Nnp.ob. х [Еор + Rk.b].

в) НДС перед образованием трещин, т.е.:

М2 = Rbt.ser х W.

9. Д ЕФ О РМ А Ц И И Ж ЕЛ ЕЗО БЕТО Н Н Ы Х

П О ДКРА Н О ВЫ Х БАЛОК.

Требования жесткости для подкрановых балок сводятся к выполнению условия:

f= J 4 l x *(l/r)x*dx[f];

где: Мх - изгибающий момент в сечении х от действия единичной силы, приложенной по направлению определяемого перемещения в п/балке расчетным пролетом 1.

[f] = 1/400 - нормируемый прогиб.

(1/г)х - кривизна элемента (балки) в сечении х от внешней нагрузки, при которой определяю прогиб.

Определение прогиба в подкрановой балке сводится к определению кривизны в ее сечениях от действующей нагрузки.

Поскольку п/балка имеет постоянное по длине сечения и предварительно напрягаемую арматуру, т.е. при нормативной нагрузке п/балке работает без трещин, прогиб ее от крановой нагрузки (с учетом собственного веса) и сил предварительного обжатия можно определять различными способами.

Два из этих способов можно привести:

1-й способ (более точный, но громоздкий) (см.рис.10) Строят эпюру изгибающих моментов от крановой (без коэффициентов надежности, динамическом и сочетаний) нагрузки, располагая краны так же как и в расчете на прочность, и эпюру моментов от единичной нагрузки Ml. Далее перемножают на две эпюры между собой с учетом постоянной жесткости подкрановой балки по длине ее.

Получают пять (см.рис.10) составляющих прогиба балки от крановой нагрузки и суммируют их по формуле:

f = (l/EI) Mpi * Mli* A1i;

i где: Mpi - моменты от крановой нагрузки, 2-й способ (быстрый, но приближенный) определения прогибов а подкрановых балках от подвижной нагрузки мостовых кранов. На балке устанавливаются м/краны в соответствии с правилом Винклера (см.выше) и от нормативной нагрузки определяется максимальный момент Мщтах.

Далее по этому максимальному моменту определяется прогиб в балке по формуле:

f m.kr. = 5 Mn,max * LA / 48EIred;

Выгиб подкрановой балки вверх от сил предварительного обжатия определяется следующим образом:

fnp.ob. = Nnp.ob. * Еор * LA / 8*EIred

Полный прогиб:

f = f m.kr. + f np.ob. [f] = L/400.

Прогиб от собственного веса п/балки д/быть учтен в прогибе от мостового крана умножением его на 1.05 - 1.08.

Рис. 10. К определению прогибов в п/балке.

10. А РМ И РО ВА Н И Е П О Д КРА Н О ВЫ Х БА Л О К.

С целью повышения трещиностойкости и жесткости подкрановые балки армируются предварительно напрягаемой арматурой, устанавливаемой в поясах. При нахождении мостовых кранов на подкрановой балке предварительно напрягаемая арматура нижнего пояса обеспечивает ее жесткость и трещиностойкость. Однако, при отсутствии мостовых кранов на подкрановой балке бетон верхней полки испытывает от предварительного напрягаемой арматуры нижнего пояса растягивающие напряжения. Эти нормальные растягивающие напряжения могут превосходить Rbtn. В этом случае появляются вертикальные поперечные трещин и обеспечения прочности нижнего пояса и всей балки в целом в момент отпуска натяжения арматуры, в верхней полке устанавливают 10-15% предварительно напрягаемой арматуры. Подкрановые балки армируются предварительно напрягаемой арматурой в виде стержней (рис. 11, а), пучков, прядей или дисперсной арматурой (рис. 11,6).

Рис. 11. Армирование подкрановых балок:

а) стержнями, прядями или пучками;

б) дисперсное.

11. КРЕПЛЕНИЯ ПОДКРАНОВЫХ БАЛОК.

Похожие работы:

«Министерство образования и науки Республики Казахстан Казахский национальный технический университет имени К.И. Сатпаева А.Б. Байбатша МОДЕЛИ МЕСТОРОЖДЕНИЙ ЦВЕТНЫХ МЕТАЛЛОВ Рекомеuдовш/О в качестве МОllографии у ч еным советом университета Алматы, 20] 2 УДК...»

«ООО "НПП Сигма", г. Нальчик, www.sigma-npp.ru Инструкция по эксплуатации и основные технические характеристики источника бесперебойного питания К-207-10Н Меры безопасности. При устан...»

«Межгосударственный совет по стандартизации, метрологии и сертификации ПРОТОКОЛ № 44-2012 заседания Научно-технической комиссии по стандартизации (НТКС) г. Минск 23-24 октября 2012 г. В работе 44-го заседания Научно-технической комиссии по стандартизации (НТКС) Межгосударственного совета по стандартизации...»

«8.Научно-технологический центр уникального приборостроения РАН;9.Институт физики полупроводников СО РАН;10.Технологический институт сверхтвердых и новых углеродных материалов;11.Государственный научно-ис...»

«Электронный архив УГЛТУ УДК 630.385.1 А. С. Чиндяев, М. А. Матвеева (Уральская государственная лесотехническая академия) ОБОСНОВАНИЕ КРИТЕРИЕВ ОЦЕНКИ РЕАКЦИИ ЕЛИ НА ОСУШЕНИЕ Приведены результаты изучения реакции на осушение деревь­ ев ели разного возраста, диаметра и высоты. Предложены пр...»

«ЕСТЬ ЛИ МЕСТО МОРАЛИ В СЕТЕВОЙ СТРУКТУРЕ ОБЩЕСТВА. Царапкина Ю.И. Нижегородский государственный технический университет им. Р. Е. Алексеева Нижний Новгород, Россия DOES MORALITY HAVE A PLACE IN THE NETWORKING STRUCTURE OF SOCIETY. Tsarapkina...»

«Сведения об авторах Садыкова Сара Шангереевна Заведующий кафедры "Архитектура" Инженерно-строительного факультета ЕНУ им. Л. Н. Гумилева, кандидат архитектуры, доцент Контакты: моб.: 8 701 566 30 93, д.т. 24 43 59, раб. вн. 60-64 (кафедра "Архитектура") e-mail: sara010@mail.ru Исина Асем Зайсановна Преподаватель кафедры "Архитектура" Инж...»

«ЮГО-ВОСТОЧНАЯ ЖЕЛЕЗНАЯ ДОРОГА – ФИЛИАЛ ОАО "РЖД" ВОРОНЕЖСКАЯ ДОРОЖНАЯ ТЕХНИЧЕСКАЯ ШКОЛА МАШИНИСТОВ ЛОКОМОТИВОВ ПОДГОТОВКА МАШИНИСТОВ ЭЛЕКТРОВОЗОВ ВОРОНЕЖ – 2012 ЮГО-ВОСТОЧНАЯ ЖЕЛЕЗНАЯ ДОРОГА – ФИЛИАЛ ОАО "РЖД" Подготовка кадров рабочих профессий на железнодоро...»

«КОЛОМИЕЦ Иван Васильевич АЭРИРОВАННЫЕ ЛЕГКИЕ БЕТОНЫ И РАСТВОРЫ С ПОРИСТЫМИ ЗАПОЛНИТЕЛЯМИ И ИХ ПРИМЕНЕНИЕ В ПРОИЗВОДСТВЕ СТЕНОВЫХ КАМНЕЙ И ПЛИТ ПЕРЕГОРОДОК Спеияальиосгь 05.23.05 Строительные мате...»

«Содержание ВВЕДЕНИЕ.....................................................................................2 МОНОБЛОЧНЫЕ АГРЕГАТЫ КОМПРЕССОРНО-КОНДЕНСАТОРНЫЕ МАКК....................»

«2 016 ’ 0 4 Власть 15 9 УДК 17.023.1 РАССАДИН Сергей Валентинович – к.филос.н., доцент кафедры психологии и философии Тверского государственного технического университета (170026, Ро...»

«СТРОИТЕЛЬСТВО И АРХИТЕКТУРА 150 ISSN 1561-4212. "ВЕСТНИК ВКГТУ" № 2, 2010. СТРОИТ ЕЛ ЬСТВ О И АРХИТ ЕКТ УРА УДК 72.03 Г.С. Абдрасилова КазКАСА, г. Алматы ОСОБЕННОСТИ КУЛЬТОВОЙ АРХИТЕКТУРЫ ИСЛАМСКОГО МИРА Исламская (мусульманская) архитектура – зодчество стран Ближнего, Среднего Востока, Индии, а также Пиренейского полуос...»

«Кафедра фармакологии им. профессора М.В.Кораблва Методические указания для студентов Медико-диагностический факультет (МДД) Занятие № 1 (10 – 14 февраля 2014 года). Тема: "Средства, применяемые при сердечной недостаточности".Домашнее задание: 1. Основные (контрольные) вопросы темы:1.1. Понятие о сердечной недостаточнос...»

«1 ОГЛАВЛЕНИЕ РЕЗЮМЕ ОСНОВНЫЕ СТРУКТУРНЫЕ И ЦЕНОВЫЕ ПОКАЗАТЕЛИ ОСНОВНЫЕ СТРУКТУРНЫЕ И ЦЕНОВЫЕ ПОКАЗАТЕЛИ РЫНКА таблица 1 ЖИЛЬЯ, КВ. 201_ Г. Источник аналитический отдел РИЦ УПН...»

«Государственное образовательное учреждение высшего профессионального образования "Липецкий государственный технический университет" "УТВЕРЖДАЮ" Декан факультета С.А. Ляпин "_" _ 20 г. РАБОЧАЯ ПРОГРАММА ДИСЦИПЛИНЫ "СИСТЕМЫ, ТЕХНОЛОГИЯ И ОРГАНИЗАЦИЯ УСЛУГ В АВ...»

«JTU-110B Цифровой АМ/FM тюнер Содержание Предостережения 1 Инструкции по технике безопасности 1 Функциональные характеристики 1 Средства управления на передней панели 2 Средства управления на задней панели 4 Подключение системы 6 Технические характеристики 7 Блок-сх...»

«УДК 669.053.4:004.896 Е.А. ГОРБАТОВА, канд. техн. наук, зав. каф., ФГБОУ ВПО МГТУ, Магнитогорск, М.В. ЗАРЕЦКИЙ, канд. техн. наук, доцент, ФГБОУ ВПО МГТУ, Магнитогорск, А.И. ДЮСКИНА, студентка, ФГБОУ ВПО МГТУ, Магнитогорск ЭКСПЕРТНАЯ СИСТЕМА В ПРОЕКТИРОВА...»

«КЛИМАТОЛОГИЧЕСКИЙ АСПЕКТ ПРОЕКТИРОВАНИЯ В ИСТОРИЧЕСКОМ КОНТЕКСТЕ Михеев Владимир Евгеньевич студент, архитектурный факультет, Пензенский государственный университет архитектуры и строительства, Россия, г. Пенза E-mail: vldmr-mikheev@yandex.ru Нуштаева Станислава Андреевна студентка, архитектурный факультет, Пензенс...»

«Национальные механизмы по подготовке докладов и осуществлению последующей деятельности ПРАКТИЧЕСКОЕ РУКОВОДСТВО ПО ЭФФЕКТИВНОМУ ВЗАИМОДЕЙСТВИЮ ГОСУДАРСТВ С МЕЖДУНАРОДНЫМИ ПРАВОЗАЩИТНЫМИ МЕХА...»

«Наукові записки. Серія “Філологічна” УДК 811.111’38 Анастасьева О. А., Харьковский национальный технический университет сельского хозяйства им. П. Василенко ЯЗЫКОВО-СТИЛИСТИЧЕСКИЕ СРЕДСТВА РЕАЛИЗАЦИИ ПРАГМАТИЧЕСКОЙ УСТАНОВКИ НА УНИЧИЖЕНИЕ / САМОУН...»

«Закон г. Москвы от 25 июня 2008 г. N 28 Градостроительный кодекс города Москвы ГАРАНТ: См. постановление Московской городской Думы от 25 июня 2008 г. N 144 О Законе города Москвы Градостроительный кодекс города Москвы Настоящий Кодекс в соответствии с Конституцией Российской Федерац...»

«ПРИЛОЖЕНИЕ 2 К СПОРТИВНОМУ КОДЕКСУ РАФ 2017 "Согласовано" "Утверждено" Совет РАФ по спорту Совет РАФ 07.12.2016 10.12.2016 Изменения 2017 год ПОЛОЖЕНИЕ О ДОКУМЕНТАХ ДЛЯ УЧАСТИЯ В СОРЕВНОВАНИЯХ Оглавление 1. ГЛАВА – ОБЩИЕ ВОПРОСЫ 1.1. Терминология 1.2. Лицензии Зая...»

«университета водных ЖУРНАЛ коммуникаций 5. Іванов C. В. Автоматична ідентифікація параметрів судна: [текст] / C. В. Іванов, П. Б. Олійник, В. М. Тєут // Системи управління, навігації та зв’язку. — 2010. — № 4 (16).6. Шейхот А. К. Совершенствование систем управления морскими подвижными объектами на основе...»

«САНКТ-ПЕТЕРБУРГСКИЙ ЮРИДИЧЕСКИЙ ИНСТИТУТ ГЕНЕРАЛЬНОЙ ПРОКУРАТУРЫ РОССИЙСКОЙ ФЕДЕРАЦИИ И. Н. ЕВСЮНИН ИСПОЛЬЗОВАНИЕ НАУЧНО-ТЕХНИЧЕСКИХ СРЕДСТВ ПРИ РАССЛЕДОВАНИИ ПРЕСТУПЛЕНИЙ, СОВЕРШЕННЫХ С ПРИМЕНЕНИЕМ ВЗРЫВЧАТЫХ ВЕЩЕСТВ И ВЗРЫВНЫХ УСТРОЙСТВ Учебное пособие Санкт-Петербург ...»

«СИСТЕМА НОРМАТИВНЫХ ДОКУМЕНТОВ В СТРОИТЕЛЬСТВЕ СТРОИТЕЛЬНЫЕ НОРМЫ И ПРАВИЛА РОССИЙСКОЙ ФЕДЕРАЦИИ МЕТРОПОЛИТЕНЫ СНиП 32-02-2003 ГОСУДАРСТВЕННЫЙ КОМИТЕТ РОССИЙСКОЙ ФЕДЕРАЦИИ ПО СТРОИТЕЛЬСТВУ И ЖИЛИЩНО-КОММУН...»

«ЛИФАНТЬЕВ АЛЕКСЕЙ ВЛАДИМИРОВИЧ УЧЕТ НЕОДНОРОДНОСТИ ПЛАСТОВ ПО ПРОНИЦАЕМОСТИ ПРИ КОМПЬЮТЕРНОМ ПРОЕКТИРОВАНИИ РАЗРАБОТКИ НЕФТЯНЫХ МЕСТОРОЖДЕНИЙ Специальность 25.00.17 "Разработка и эксплуатация нефтяных и газовых месторождений" Диссертация на соискание ученой ст...»

«ФЕДЕРАЛЬНОЕ АГЕНТСТВО ПО ОБРАЗОВАНИЮ ГОСУДАРСТВЕННОЕ ОБРАЗОВАТЕЛЬНОЕ УЧРЕЖДЕНИЕ ВЫСШЕГО ПРОФЕССИОНАЛЬНОГО ОБРАЗОВАНИЯ ВОЛГОГРАДСКИЙ ГОСУДАРСТВЕННЫЙ ТЕХНИЧЕСКИЙ УНИВЕРСИТЕТ КАМЫШИНСКИЙ ТЕХНОЛОГИЧЕСКИЙ ИНСТИТУТ (ФИЛИАЛ) ВОЛГОГРАДСКОГО ГОСУДАРСТВЕННОГО ТЕХНИЧЕСКОГО УНИВЕРСИТЕТА О. Н. Иосифова ПРАКТИКУМ П...»

«РАЗДЕЛ 1 Описание целей и задач территориального планирования.1.1. Цели и задачи территориального планирования. Основная цель генерального плана городского поселения Новоаннинское Новоаннинского муниципального района волгоградской области – устойчивое пространственное развитие территории путем взаимоувязки и согл...»

«МИНИСТЕРСТВО СЕЛЬСКОГО ХОЗЯЙСТВА РОССИЙСКОЙ ФЕДЕРАЦИИ ФЕДЕРАЛЬНОЕ ГОСУДАРСТВЕННОЕ БЮДЖЕТНОЕ ОБРАЗОВАТЕЛЬНОЕ УЧРЕЖДЕНИЕ ВЫСШЕГО ОБРАЗОВАНИЯ "РЯЗАНСКИЙ ГОСУДАРСТВЕННЫЙ АГРОТЕХНОЛОГИЧЕСКИЙ УНИВЕРСИТЕТ ИМЕНИ П.А. КОСТЫЧЕВА" РАБОЧАЯ ПРОГРАММА Технологическая практика (Наименование производств...»










 
2017 www.lib.knigi-x.ru - «Бесплатная электронная библиотека - электронные материалы»

Материалы этого сайта размещены для ознакомления, все права принадлежат их авторам.
Если Вы не согласны с тем, что Ваш материал размещён на этом сайте, пожалуйста, напишите нам, мы в течении 1-2 рабочих дней удалим его.