Определение усилий в колоннах от нагрузок

Для расчета поперечной рамы на различные нагруз­ки и воздействия наиболее удобен метод перемещений с одним неизвестным " дельта" — направлению этого перемеще­ния стерженек-связь, получают основную систему (рис. 13.22, а). Основную систему подвергают единичному воз­действию неизвестного перемещения. При этом в колон­нах возникают реакции Rд и изгибающие моменты (рис. 13.22, 6). Затем основную систему последовательно за­гружают постоянными и временными нагрузками F, М, Н, р, которые вызывают в стойках соответствующие ре­акции и изгибающие моменты (рис. 13.22, в... е). Для определения усилий в колоннах применяют

где r11=сумма Rдельта —реакция верха колонн поперечной рамы от единич­ного перемещения; Ri_p =сумма R — реакция верха колонн от нагрузки; положительные реакции направлены в сторону неизвестного переме­щения.

Рис. 13.22. Основная система поперечной рамы (а) и эпюры момен­тов: от единичного воздействия неизвестного (б), вертикальной на­грузки '(e), кранового момента на крайней колонне (г), торможения тележки крана (< Э), ветровой нагрузки (е)

Коэффициент с d im для различных случаев загруже-ния поперечной рамы (кроме загружения крановой на­грузкой) равен единице.

Из уравнения находят неизвестное дельта, а затем упругую

реакцию

При числе пролетов рамы, равном трем и более, верх­нюю опору колонн при действии крановых нагрузок рас­сматривают как неподвижную и принимают Д=0.

Для рамы с двухъярусным ригелем при жесткости внутренних колонн Б_ь превышающих жесткость наруж­ных колонн В₂ {В1.> 5В₂) в качестве расчетной схемы средней высокой части может быть принята независимая однопролетная рама (рис. 13.23). Эту раму рассчитыва­ют также с учетом пространственной работы каркаса.

Изгибающие моменты и поперечные силы в сечениях колонны определяют как в консольной балке, загружен­ной внешней нагрузкой, и реакцией R_e. Обычно расчет­ными являются три основных сечения по длине колон­ны: над крановой консолью, под крановой консолью, в основании.

Эпюры моментов строят для каждого вида нагрузки, действующей на раму. Затем составляют таблицу усилий М, N, Q и в расчетных сечениях колонны устанавливают расчетные.сочетания усилий или нагрузок. Постоянная нагузка на колонны участвует во всех сочетаниях, вре­менные нагрузки — в невыгоднейших.

За одну кратковременную нагрузку следует считать нагрузку от действия двух кранов на одном пути, умно­женную на коэффициент 0, 85 для кранов легкого и сред­него режимов, или же нагрузку от четырех кранов, со­вмещенных в одном створе разных пролетов, умножен­ную на коэффициент 0, 7.

Сечения колонн поперечной рамы рассчитывают с учетом влияния прогиба на значение эксцентриситета продольной силы. Колонны из плоскости поперечной ра­мы проверяют на устойчивость как сжатые элементы. Кроме того, колонны проверяют на усилия, возникающие при транспортировании и монтаже.

Значения расчетной длины l₀ сборных железобетон­ных колонн зданий с мостовыми кранами для подкрано­вой (нижней) части и надкрановой (верхней) части в плоскости поперечной рамы и из плоскости поперечной рамы различные и устанавливаются согласно табл. 13.1.

Расчетная длина сборных железобетонных колонн зданий без мостовых кранов однопролетных 1о=1, 5Н, многопролетных — l₀= 1, 2H.

 

Конструктивные особенности железобетонных колонн для одноэтажных промышленных зданий. Основные положения конструирования и методы расчета двухветвевых железобетонных колонн одноэтажных промышленных зданий

Колонны каркасного здания могут быть сплошными прямоугольного сечения или сквозными двухветвевыми (рис, 13.9). При выборе конструкции колонны следует учитывать грузоподъемность мостового крана и высоту здания. Сплошные колонны применяют при кранах гру­зоподъемностью до 30 т и относительно небольшой вы­соте здания; сквозные колонны — при кранах грузоподъ­емностью 30 т и больше и высоте здания более 12 м. Размеры сечения колонны в надкрановой части назна­чают с учетом опирания ригелей непосредственно на то­рец колонны без устройства специальных консолей. Вы­соту сечения принимают: для средних колонн h2=500 или 600 мм, для крайних колонн h2=380 или 600 мм; ширина сечения средних и крайних колонн b=400... 600 мм (большие размеры сечения колонны принимают при шаге 12 м). Размеры сечения сплошных колонн в нижней подкрановой части устанавливают преимуще­ственно по несущей способности и из условий достаточ­ной жесткости с тем, чтобы при горизонтальных переме­щениях колонн в плоскости поперечной рамы не проис­ходило заклинивания моста крана. По опыту эксплуата­ции производственных зданий с мостовыми кранами принято считать жесткость колонн достаточной, если вы­сота сечения h 1= (1/10... 1/14)H1

Сквозные колонны имеют в нижней подкрановой ча­сти две ветви, соединенные короткими распорками-риге­лями. Для средних колонн в нижней подкрановой части допускают смещение оси ветви с оси подкрановой балки и принимают высоту всего сечения h 1 = 1200...1600 мм, а для крайних колонн — h1 == 1000... 1300 мм. При этом высота сечения ветви h ==250 или 300 мм и ширина b = = 500 или 600 мм. Кроме того, b= (1/25...1/30)Н.

Расстояние между осями распорок принимают (8... 10) h. Распорки размещают так, чтобы размер от уровня пола до низа первой надземной распорки составлял не. менее 1, 8 м и между ветвями обеспечивался удобный проход. Нижнюю распорку располагают ниже уровня пола. Высоту сечения распорки принимают (1, 5...2)h, а ширину — равной ширине сечения ветви.

Общие положения по конструированию и расчету

Сборные типовые железобетонные колонны, являющиеся стойками поперечных рам, применяют при высоте здания Н < 18 м, шаге колонн В < 12 м и грузоподъемности кранов Q < 50 т. Их делают сплошного прямо­угольного сечения, а также двухветвевыми (см. рис. 1.6). Экономически це­лесообразными являются также колонны двутаврового и особенно кольце­вого сечения.

Колонны готовят из бетона классов В15...В30 с рабочей арматурой класса А-Ш d > = 16 мм и поперечной класса A-I. Конструирование их вы­полняют в соответствии с требованиями по конструированию сжатых эле­ментов.

По характеру действующих усилий колонны поперечной рамы отно­сятся к внецентренно сжатым элементам, особенностью расчета которых является учет влияния прогиба элемента на увеличение начального эксцен­триситета продольной силы.

Для колонн, являющихся элементами статически неопределимых сис­тем, эксцентриситет принимается равным проектному e ₀ = М / N, но не ме­нее случайного е_а. Расчетную длину l₀ сборных колонн принимают по табл. Влияние длительности действия нагрузок на прочность бетона учи­тывается коэффициентом условий работы у b 2, равным 0, 9 при действии всех нагрузок без учета крановых и ветровых, и равным 1, 1 при учете крановых и ветровых нагрузок.

Площадь сечения рабочей продольной арматуры определяют из рас­чета путем последовательных приближений. Как прави­ло, наименьший расход арматурной стали получают при несимметричном.

Двухветвевая колонна представляет собой многоэтажную опролетную раму (рамный стержень) с расстоянием с между ветвями осей, расстоянием s между осями рас­порок, числом панелей п, длиной b нижней рамной части, длиной а верхней сплошной части, общей длиной L. Поскольку ригелями рамного стержня служат короткие жесткие распорки, а стойками — менее жесткие ветви колонны, деформациями ригелей можно пренебречь и с практически достаточной точностью счи­тать их абсолютно жесткими. Другая возможная расчетная схема —с упругими ригелями, — как показали ис­следования, приводит к несущественному уточнению результатов расчета. Для определения реакций при не­подвижной верхней опоре двухветвенную колонну рас­сматривают как стержень, обладающий изгибной жестко­стью Ebh и конечной сдвиговой жесткостью К. Сдвиго­вая жесткость двухветвенной колонны обусловлена местным изгибом ветвей, она равна силе, вызывающей единичный угол перекоса ветвей

 

 

 

 

 

22. Общие сведения о покрытиях с применением ребристых плит 3х6 и 3х12. Конструирование и схемы армирования ребристых железобетонных плит покрытия пролетом 6 м, 12 м.

Железобетонные ребристые плиты изготовляют про­летами 6 и 12 м при ширине 1, 5 и 3 м.

Плиты пролетом 6 м могут быть с предварительным напряжением и без него, а плиты пролетом 12 м — толь­ко предварительно-напряженные. Масса панелей- еоетав-ляет от 1500 до 4000 кг.

Ребристая плита с номинальными размерами в плане 6X1, 5 м имеет полку толщиной 30 мм, два продольных ребра высотой 300 мм и поперечные ребра высотой 140 мм (рис. 11. 2).

Продольные и поперечные ребра плиты армируют плоскими сварными каркасами. Полку армируют сварной сеткой. Для крепления плит к несущим конструкци­ям покрытия по концам продольных ребер устанавли­вают коротыши из прокатных уголков; коротыши прива­рены к продольной рабочей ар­матуре.

При ширине плиты 3 м попе­речные ребра располагаются ча­ще (через 1 м), и полка имеет толщину 25 мм (рис. 11. 3).

 

Плиты беспрогонных покрытий представляют собой крупные ребристые панели размером 3X12 и 3X6 м, ко­торые опираются непосредственно на ригели поперечных рам; плиты 1, 5X12 и 1, 5X6 м используют как добориые элементы, в местах повышенных снеговых отложений у фонарей, в перепадах профиля покрытия. Плиты другого типа — прогонных покрытий значительно меньших разме Цов (3X0.5 и 1, 5X0, 5 м) — опираются на железобетон­ное прогоны, которые, в свою ©чередь, опираются на ри-Шли поперечных рам. Беспрогонная система покрытий В наибольшей степени отвечает требованиям укрупнения Элементов, уменьшения числа монтажных единиц и яв­ляется основной в строительстве одноэтажных каркас-1шх зданий.

I Ребристые плиты 3x12 м, принятые в качестве типо-рых, имеют продольные ребра сечением 100X450 мм, ргсперечные ребра сечением 40X150 мм, полку толщиной Кб мм, уширения в углах — вуты, которыми обеспечива-йгтся надежность работы в условиях систематического Воздействия горизонтальных усилий от торможения мос-иовых кранов (рис. XI 11.28). Продольные ребра армиру-рот напрягаемой стержневой или канатной арматурой, |йоперечные ребра и полки — сварными каркасами и сет­ками. Бетон принимают классов ВЗО, В40. Плиъы ребри­стые 3X6 м, также принятые в качестве типовых, имеют продольные и поперечные ребра и армируются напряга­емой арматурой.

Конструирование плит. Применяют сварные сетки и каркасы из обыкновенной арматурной проволоки и горя­чекатаной арматуры периодического профиля (рис. XI.8). В качестве напрягаемой продольной арматуры применяют стержни классов A-IV, A-V, Ат-IVc, At-V, высокопрочную проволоку и канаты. Армировать можно без предварительного напряжения, если пролет панели меньше 6 м.

Продольную рабочую арматуру располагают по всей ширине нижней полки сечения пустотных панелей и в ребрах ребристых панелей.

Поперечные стержни объединяют с продольной мон­тажной или рабочей ненапрягаемой арматурой в плоские сварные каркасы, которые размещают в ребрах плит. Плоские сварные каркасы в круглопустотных плитах мо­гут размещаться только на приопорных участках, через одно-два ребра.

К концам продольной ненапрягаемой арматуры реб­ристых плит приваривают анкеры из уголков или пла­стин для закрепления стержней на опоре.

Сплошные плиты из тяжелого и легкого бетонов ар­мируют продольной напрягаемой арматурой и сварными сетками.

Монтажные петли закладывают по четырем углам плит. В местах установки петель сплошные панели ар­мируют дополнительными верхними сетками. Пример армирования ребристой панели перекрытия промышлен* ного здания приведен на рис XI.9. Номинальная шири­на этой панели считается равной 1, 5 м. П рименяют та­кие плиты также шириной 3 м.

Монтажные соединения панелей всех типов выполня­ют сваркой стальных закладных деталей и заполнением бетоном швов между плитами. В продоль­ных боковых гранях плит предусматривают впадины, предназначенные для образования (после замоноличива-ния швов) прерывистых шпонок, обеспечивающих сов­местную работу плит на сдвиг в вертикальном и горизон­тальном направлениях. При таком соединении сборных элементов перекрытия представляют собой жесткие го­ризонтальные диафрагмы.

Если временные нагрузки на перекрытиях больше (i> ^10 Н/м²), то ребристые плиты при замоноличивании швов целесообразно превращать в неразрезные. С этой целью швы между ребристыми плитами на опорах арми­руют сварными седловидными каркасами, пересекающи­ми ригель (рис. XI.10, б). На нагрузки, действующие после замоноличивания, такие плиты рассчитывают как неразрезные.

23, Конструирование и схемы армирования железобетонных балок покрытия одноэтажных промышленных зданий. Конструирование и схемы армирования решетчатых предварительно напряженных железобетонных балок.

Балки покр. могут быть двускат.и и одно­скатными; балки перекрывают пролеты 12, 18 и 24 м.

 

При пролетах до 18 м балки по расходу бетона и стали экономичнее ферм. Шаг балок в покрытии прини­мают 6 или 12 м. Балки покрытий изготовляют, как пра­вило, предварительно-напряженными. Наиболее эконо­мичное поперечное сечение балок покрытий двутавровое с вертикальной стенкой толщиной 60—100 мм. Такаятолщина стенки установлена главным образом из усло­вии, удобства размещения арматурных каркасов, обеспе^ чсния прочности и трещиностойкости. У опор толщина стенки плавно увеличивается, и устраивается уширение в виде вертикального ребра жесткости.

Высоту поперечного сечения балок в середине про­лета принимают (1/10—1/15) /,

где / — пролет балки.

В двускатных балках высоту сечения у опор в боль­шинстве случаев принимают равной 800 мм (или900 мм). В стенке высоких балок для уменьшения собственной массы и экономии бетона можно устраивать круглые или многоугольные отверстия.

Ширину сжатой полки принимают равной (1/50— 1/60) /. Ширину нижней (растянутой) полки исходя из условий размещения продольной растянутой арматуры принимают равной 250—300 мм.

Предварительно-напряженные балки покрытий изго­товляют из бетона марок 300—500 и выше.

Балки покрытий с напрягаемой арматурой, натяги­ваемой на упоры, нашли широкое применение в массо­вом промышленном строительстве. Их изготовляют на линейных стендах. Напрягаемую арматуру для этих ба­лок принимают из высокопрочной проволоки или из стержней горячекатаной стали периодического профиля.

Стенку армируют сварными каркасами. Поперечные стержни этих каркасов рассчитывают на главные растя­гивающие напряжения, действующие по наклонным се­чениям (рис. 11.8).

Балки с арматурой, натягиваемой на бетон, могут состоять из отдельных блоков с каналами в нижней зо­не. При сборке в каналы заводят арматуру в виде пуч­ков высокопрочной проволоки или в виде стержней пе­риодического профиля. Зазоры между блоками запол­няют раствором, после затвердения которого арматуру натягивают и закрепляют.

Балки с арматурой, натягиваемой на бетон, изготов­ляют и цельными. При этом арматуру, размещенную заранее в трубках

Фактически нагрузка на балку от ребер плит дей­ствует в виде сосредоточенных сил. Однако при числе сосредоточенных грузов более пяти в пролете их можно заменить равномерно распределенной нагрузкой.

Дополнительными сосредоточенными силами могут быть нагрузки от массы фонаря и подвесного транспорта.

Изгибающие моменты и перерезывающие силы М и Q определяют как для балки, свободно лежащей на двух опорах.

Подбор продольной арматуры F_& по моменту ведут в нескольких сечениях по длине балки. В двускатных бал­ках расчетным может оказаться сечение, расположенное не в середине пролета.

Балки покрытий могут быть пролетом 12 и 18 м, а в отдельных конструкциях — пролетом 24 м. Очертание верхнего пояса при двускатном покрытии может быть трапециевидным с постоянным уклоном, ломаным или криволинейным (рис. XII 1.33, а—в). Балки односкатного покрытия выполняют с параллельными поясами или ло­маным нижним поясом, плоского покрытия — с парал­лельными поясами (рис. XIII.33, г — е). Шаг балок по­крытий 6 или 12 м.

Стенки балок в. средней части пролета, где поперечные силы незначи­тельны, могут иметь отверстия круглой или многоуголь­ной формы, что несколько уменьшает расход бетона, соз­дает технологические удобства для сквозных проводок и различных коммуникаций.

Высоту сечения балок в середине пролета принимают (7ю—VisH- Высоту сечения двускатной трапециевидной балки в середине пролета определяет уклон верхнего пояса 1: 12 и типовой размер высоты сечения на опоре 800 мм (или 900 мм). В балках с ломаным очертанием верхнего пояса благодаря несколько большему уклону верхнего пояса в крайней четверти пролета достигается большая высота сечения в пролете при сохранении типо­вого размера высоты сечения на опоре. Балки с криволи­нейным верхним поясом приближаются по очертанию к эпюре изгибающих моментов' и теоретически несколько выгоднее по расходу материалов, однако усложненная форма повышает стоимость их изготовления.

Ширину верхней сжатой полки балки для обеспечения устойчивости при транспортировании и монтаже прини­мают ('/so—'/боН- Ширину нижней полки для удобного размещения продольной растянутой арматуры принима­ют 250—300 мм.

 

Двускатные балки выполняют из бетона класса В25—В40 и армируют напрягаемой проволочной, стерж­невой и канатной арматурой (рис. XIII.34). При армиро­вании высокопрочной проволокой ее располагают груп­пами по 2 шт. в вертикальном положении, что создает удобства для бетонирования балок в вертикальном по­ложении. Стенку балки армируют сварными каркасами, продольные стержни которых являются монтажными, а поперечные — расчетными, обеспечивающими прочность балки по наклонным сечениям; приопорные участки ба­лок для предотвращения образования продольных тре­щин при отпуске натяжения арматуры (или ограничения ширины их раскрытия) усиливают дополнительными по­перечными стержнями, которые приваривают к стальным закладным деталям. Повысить трещиностойкость прио-порного участка балки можно созданием двухосного предварительного напряжения (натяжением также и по­перечных стержней).

Двускатные балки двутаврового сечения для ограни­чения ширины раскрытия трещин, возникающих в верх­ней зоне при отпуске натяжения арматуры, целесообраз­но армировать также и конструктивной напрягаемой ар­матурой, размещаемой в уровне верха сечения на опоре (рис. XIII.35). Этим уменьшаются эксцентриситет силы обжатия и предварительные растягивающие напряжения в бетоне верхней зоны.

Двускатные балки прямоугольного сечения с часто расположенными отверстиями условно называют решет­чатыми балками (рис. XIII.36). Типовые решетчатые балки в зависимости от значения расчетной нагрузки имеют градацию' ширины прямоугольного сечения 200, 240 и 280 мм. Для крепления плит покрытий в верхнем поясе балок всех типов заложены стальные детали.

Балки покрытия рассчитывают как свободно лежа­щие; нагрузки от плит передаются через ребра. При пя­ти и больше сосредоточенных силах нагрузку заменяют эквивалентной равномерно распределенной. Для дву­скатной балки расчетным оказывается сечение, располо­женное на некотором расстоянии х от опоры. Так, при уклоне верхнего пояса 1: 12 и высоте балки в середине

Поперечную арматуру определяют из расчета прочно­сти по наклонным сечениям. Затем выполняют расчеты по трещиностойкости, прогибам, а также расчеты проч­ности и трещиностойкости на усилия, возникающие при изготовлении, транспортировании и монтаже. При расче­те прогибов трапециевидных балок следует учитывать, что они имеют переменную по длине жесткость.

Для расчета балок покрытий на ЭВМ разработаны программы, согласно которым может быть выполнен вы­бор оптимального варианта конструкции. Варьируя пе­ременными параметрами (класс бетона, класс арматуры, размеры поперечного сечения, степень натяжения арма­туры и др.), ЭВМ выбирает для заданного пролета и на­грузки лучший вариант балки по расходу бетона, арма­туры, стоимости и выдает данные для конструирования.

Балки двутаврового сечения экономичнее решетчатых по расходу арматуры приблизительно на 15 %, по расхо­ду бетона — приблизительно на 13 %.

При наличии подвесных кранов и грузов расход стали в балках увеличивается на 20—30 %.

Решетчатые балки имеют прямоугольное поперечное сечение шириной 200...280 мм. Балки армируют продольной напрягаемой канатной, стержневой или проволочной арматурой. Одно- и двускатные балки с отверстиями позволяют снижать трудоемкость изготовления и расход материалов. Применение решетчатых балок с полигональным (арочным) очертанием верх­него пояса создает более благоприятное распределение усилий. Производство решетчатых балок взамен балок двутавро­вого сечения экономически целесообразно, так как дает возмож­ность в большей степени сократить расход бетона. Расчепл стропильных балок производят с учетом особенности их конструктивного решения. Однако расчет продольной рабочей арматуры решетчатых балок можно выполнять как конструкции сплошного сечения. При этом следует иметь в виду, что в двускатных балках опасное нормальное сечение находит­ся не в середине пролета, а на расстоянии, от опоры.

24. Конструирование и схемы армирования безраскосных предварительно напряженных железобетонных ферм.

Железобетонные фермы применяют при пролетах 18, 24 и 30 м и шаге 6 или 12 м. В железобетонных фер­мах в сравнении со стальными расход металла почти вдвое меньше, но трудоемкость и стоимость изготовле­ния немного выше. При пролетах 36 м и больше, как правило, применяют стальные фермы. Однако техниче­ски возможны железобетонные фермы и при пролетах 60 м и более.

Высоту ферм всех типов в середине пролета обычно принимают равной 1/7...1/9 пролета. Панели верхнего пояса ферм, за исключением арочных раскосных, проек­тируют размером 3 м с тем, чтобы нагрузка от плиты покрытия передавалась в узлы ферм и не возникал ме­стный изгиб. Ниижний растянутый пояс ферм всех типов и растянутые раскосы ферм некоторых типов проектиру­ют предварительно напряженными с натяжением арма­туры, как правило, на упоры.

В арочных безраскосных фер­мах возникают довольно большие изгибающие моменты в стойках, поясах и для обеспечения прочности и трещиностойкости появляется необходимость в дополнительном армировании. Однако эти фермы несколько проще в из­готовлении, удобнее в зданиях с малоуклонной или плоской кровлей и при использовании межферменного пространства для технологических коммуникаций (при устройстве дополнительных стоечек над верхним поя­сом).

Фермы рационально изготовлять цельными. Членение их на полуфермы с последующей укрупнительной сбор­кой на монтаже повышает стоимость. Фермы пролетом 18 м изготовляют цельными; пролетом 24 м — цельными или из двух полуферм; пролетом 30 м — из двух по­луферм. Решетку полуфермы следует разбивать так, что­бы стык нижнего пояса для удобства монтажного соеди­нения был выносным, т. е. расположенным менаду узлами (см. рис. 13.37, а). Чтобы обеспечить монтажную прочность участка нижнего пояса, у стыка устраивают конструктивные дополнительные подкосы (не учитывае­мые в расчете).

Решетка ферм может быть закладной из заранее из­готовленных железобетонных элементов с выпусками арматуры, которые устанавливают перед бетонировани­ем поясов и заводят в узлы на 30...50 мм, или изготов­ляемой одновременно с бетонированием поясов.

Ширину сечения поясов ферм из условий удобства изготовления принимают одинаковой. При шаге ферм 6 м ее принимают 200...250 мм, а при шаге ферм 12м — 300...350 мм.

Армирование нижнего растянутого пояса необходимо выполнять с соблюдением расстояний в свету между на­прягаемыми стержнями, канатами и спаренной проволокой, что обеспечивает удобство укладки и уплотнения '; j бетонной смеси. Вся растянутая арматура должна быть охвачена замкнутыми конструктивными хомутами, ус­танавливаемым с шагом 500 мм.

Верхний сжатый пояс и решетки армируют нена­прягаемой арматурой в, виде сварных каркасов. Растя­нутые элементы решетки при значительных усилиях вы­полняют предварительно напряженными.

В узлах железобетонных ферм для надежной пере­дачи усилий от одного элемента к другому создают спе­циальные уширения — вуты, позволяющие лучше раз­местить и заанкерить арматуру решетки (рис. 13.39). Узлы армируют окаймляющими цельногнутыми стерж­нями диаметром 10...18 мм и вертикальными поперечны­ми стержнями диаметром 6...10 мм с шагом 100 мм, объ­единенными в сварные каркасы. Арматуру элементов ре­шетки заводят в узлы, а растянутые стержни усиливают на конце анкерами в виде коротышей, петель, высаженных головок. Надежность заделки проверяют расчетом.

Опорные узлы ферм армируют дополнительной про­дольной ненапрягаемой арматурой и поперечными стержнями, обеспечивающими надежность анкеровки растянутой арматуры нижнего пояса и прочность опор­ного узла по наклонному сечению. Кроме того, чтобы предотвратить появление продольных трещин при отпус­ке натяжения арматуры, ставят специальные поперечные стержни, приваренные к закладным опорным листам, и сетки

 

25. Конструирование и схемы армирования сегментных предварительно напряженных железобетонных ферм.

Железобетонные фермы применяют при пролетах 18, 24 и 30 м и шаге 6 или 12 м. В железобетонных фер­мах в сравнении со стальными расход металла почти вдвое меньше, но трудоемкость и стоимость изготовле­ния немного выше. При пролетах 36 м и больше, как правило, применяют стальные фермы.

 

Высоту ферм всех типов в середине пролета обычно принимают равной 1/7...1/9 пролета. Панели верхнего пояса ферм, проек­тируют размером 3 м с тем, чтобы нагрузка от плиты покрытия передавалась в узлы ферм и не возникал ме­стный изгиб. Нижний растянутый пояс ферм всех типов и растянутые раскосы ферм некоторых типов проектиру­ют предварительно напряженными с натяжением арма­туры, как правило, на упоры.

Наиболее благоприятное очертание по условию ста­тической работы имеют сегментные фермы, так как очертание их верхнего пояса приближается к кривой давления. Решетка этих ферм слабо работаю­щая (испытывающая незначительные усилия), а высота на опорах сравнительно небольшая, что приводит к сни­жению массы фермы и уменьшению высоты наружных стен.

Армирование нижнего растянутого пояса необходимо выполнять с соблюдением расстояний в свету между на­прягаемыми стержнями, канатами и спаренной прово­локой, что обеспечивает удобство укладки и уплотнения бетонной смеси. Вся растянутая арматура должна быть охвачена замкнутыми конструктивными хомутами, ус­танавливаемым с шагом 500 мм.

Верхний сжатый пояс и решетки армируют нена­прягаемой арматурой в виде сварных каркасов. Растя­нутые элементы решетки при значительных усилиях вы­полняют предварительно напряженными.

В узлах железобетонных ферм для надежной пере­дачи усилий от одного элемента к другому создают спе­циальные уширения — вуты, позволяющие лучше раз­местить и заанкерить арматуру решетки (рис. 13.39). Узлы армируют окаймляющими цельногнутыми стерж­нями диаметром 10...18 мм и вертикальными поперечны­ми стержнями диаметром 6...10 мм с шагом 100 мм, объ­единенными в сварные каркасы. Арматуру элементов ре­шетки заводят в узлы, а растянутые стержни усиливают на конце анкерами в виде коротышей, петель, высаженных головок.

 

 

Надежность заделки проверяют расчетом. Опорные узлы ферм армируют дополнительной про­дольной ненапрягаемой арматурой и поперечными стержнями, обеспечивающими надежность анкеровки растянутой арматуры нижнего пояса и прочность опор­ного узла по наклонному сечению. Кроме того, чтобы предотвратить появление продольных трещин при отпус­ке натяжения арматуры, ставят специальные поперечные стержни, приваренные к' закладным опорным листам, и сетки.

Пример армирования сегментной фермы пролетом 24 м приведен на рис. 13.40. Напрягаемую арматуру нижнего пояса фермы предусматривают нескольких видов: канаты класса К-7, К-Ю; стержневую класса А-IV, вы­сокопрочную проволоку Вр-П. Арматуру натягивают на упоры. Хомуты нижнего пояса выполняют в виде встреч­но поставленных П-образных сеток, окаймляющих на­прягаемую арматуру. В опорном узле поставлены допол­нительные продольные ненапрягаемые стержни диамет­ром 12 мм, заведенные в приопорную панель нижнего пояса, и поперечные стержни диаметром 10 мм.

Расчет ферм выполняют на действие постоянных и временных нагрузок — вес покрытия и фермы, нагруз­ки от подвесного транспорта. Вес покрытия считается приложенным к узлам верхнего пояса, а нагрузки от под­весного транспорта — к узлам нижнего пояса. В расчете учитывают неравномерное загружение снеговой нагруз­кой у фонарей и по покрытию здания. Учитывают также невыгодное для элементов решетки загружение одной половины фермы снегом и подвесным транспортом.

В расчетной схеме раскосной фермы при определении усилий принимают шарнирное соединение элементов по­ясов и решетки в узлах. В расчетах прочности влиянием жесткости узлов фермы на усилия в элементах поясов и решетки ввиду малости можно пренебречь. При опре­делении изгибающих моментов от внеузловой нагрузки верхний пояс рассматривают как неразрезную балку, опорами которой являются узлы.

Арматуру опорного узла фермы на основании иссле­дований рассчитывают по схеме, изображенной на рис. 13.41, а. Учитывается, что понижение расчетного усилия в напрягаемой арматуре, которое происходит из-за недо­статочной анкеровки в узле, компенсируется работой на растяжение дополнительной продольной ненапрягаемой арматуры и поперечных стержней. Площадь сечения про­дольной ненапрягаемой арматуры

где N — расчетное усилие приопорной панели.

Отрыв части опорного узла по линии АВ происходит под влиянием усилия Ncosa а, действующего нормально к плоскости отрыва. Этому отрыву оказывают сопротив­ление усилия: в продольной напрягаемой арматуре N_spcosa а, в продольной ненапрягаемой арматуре N_scosa а, в хомутах N_swcosa. Отсюда условие прочности на отрыв:

 

Расчет трещиностойкости растянутого пояса раскос­ной фермы необходимо выполнять с учетом изгибающих моментов, возникающих вследствие жесткости узлов. Эти моменты в фермах со слабо работающей решеткой дос­таточно точно могут быть определены из рассмотрения нижнего пояса как неразрезной балки с заданными осад­ками опор. Последние находят по диаграмме переме­щений стержней фермы.

Расчет фермы выполняют также на усилия, возника­ющие при изготовлении, транспортировании и монтаже.

 

Прочность сечений поясов и решетки рассчитывают по формулам для сжатых и растянутых элементов. Сжатые элементы в плоскости фермы и из плоскости фермы име­ют различную расчетную длину

 

Рис. 13.40. Железобетонная сегментная ферма пролетом 24 м

/ — ненапрягаемые стержни 0 12—A-III; 2 — горизонтальные сетки; 3 — вер­тикальные сетки; 4 — сварной каркас опорного узла; 5, 6 — сварные каркасы промежуточных узлов; 7 — сварной каркас верхнего пояса

⇐ Предыдущая45678910111213Следующая ⇒

Поделиться: