Армирование стенки балки: Армирование стенки балки. Конструктивная система 3 d руководство по строительству проектированию и расчету тов «будтехинвест 2007»

Содержание

Армирование стенки балки. Конструктивная система 3 d руководство по строительству проектированию и расчету тов «будтехинвест 2007»


5 Балки и высокие балки (балки-стенки)

5. Балки и высокие балки (балки-стенки)

УСЛОВНЫЕ ОБОЗНАЧЕНИЯ

а……..расстояние между опорами

α…….угол наклона

as…….площадь арматуры на единицу длины

As…….общая площадь армирования

d……..эффективная толщина

dp……высота балки

fc…….нормативная прочность бетона на сжатие

fy…….нормативный предел текучести стали

lg……..длина пролета

MMAX…максимальный момент от действующей нагрузки

q………равномерно распределенная нагрузка

σ1……..диагональное напряжение при растяжении (по ŐNORM)

s………толщина опоры высокой балки

τ………напряжение при сдвиге от действующей нагрузки

τ 02/03….предельные напряжения при сдвиге (согласно DIN)

t1……..толщина внешней бетонной стены (граница растянутой зоны)

t2……..толщина внутренней бетонной стены (граница сжатой зоны)

VMAX….максимальное усилие сдвига от действующей нагрузки

x………высота сжатой зоны изгибаемых элементов конструкции

z………плечо внутренних сил

Основные сведения

Трехмерные элементы стены рассчитываются как балки при выполнении проемов в стенах. Возможны три конструктивных решения.

  1. Трехмерная панель может нести нагрузку без дополнительного армирования.

  2. Трехмерная панель требует дополнительного армирования.

  3. Вместо трехмерной панели необходимо применить обычную конструкцию из железобетона.

В следующих главах будет рассматриваться несущая способность тонких балок (с(без) дополнительного армирования) и применение балок-стенок, выполненных из трехмерных элементов.

5.1 Балки

Балки из трехмерных панелей конструируются так же, как и обычные балки из железобетона. По практическим соображениям несколько ограничено расположение арматуры, работающей на срез. Вследствие малой толщины бетонного слоя размещение арматуры, работающей на срез, в вертикальном и горизонтальном направлении невозможно, так как не обеспечивается требуемый защитный слой из бетона. По той же самой причине ограничено использование наклонной арматуры, работающей на срез. Поэтому рекомендуется рассматривать предел прочности при сдвиге как ограничивающее значение для использования 3D панелей в качестве балок.

Другим фактором, ограничивающим использование 3D панелей как балок, является необходимость введения дополнительной арматуры, работающей на изгиб. Вследствие того, что арматура в трехмерной панели распределена по всей ее высоте сечения картина изгиба отличается от обычной.

Рисунок 5.1.а. Модель балки

Так как базовое армирование панели очень невелико, деформация сжатия бетона всегда будет меньше 0,5%. Для простоты диаграмма напряжений-деформаций стали предполагается линейной. Поэтому есть некоторый запас прочности, и вычисление проверки диагонального растягивающего напряжения может быть опущено

Для обычных поперечных сечений с относительно небольшой площадью армирования панелей может использоваться следующее приближение:

х …….. максимум 0,10 d

z …….. приблизительно 2/3d

Однако, эти значения применимы лишь тогда, когда панель почти полностью находится в растянутой зоне (dp ~ d – x). Значение x уменьшается с увеличением ширины сжатого пояса и прочности бетона. Значение 0,10 d соответствует ширине 20 см и прочности бетона 10,5 N/mm2, а также обычному армированию панели (2 х 1,41cm2/m и ST500). Как правило, эти значения отражают наиболее невыгодную из возможных ситуаций.

Таблица моментов была рассчитана исходя из следующих параметров:

  • линейная диаграмма напряжений-деформаций

  • качество бетона = В15 (fc = 10,5 N/mm2)

  • ширина сжатого пояса = 20см.

  • общий запас прочности = 1,75

В соответствие с этой таблицей, допустимый момент составляет:

M = 2•as•fy•d2• me / 1.75 = 80.6 kN/м•d2•me

dp/d

0.9

0.8

0.7

0.6

0.5

0.4

0.3

0.2

0.1

me

0.30

0.30

0.30

0.29

0.27

0.25

0.21

0.16

0.09

таблица 5.1.коэффициенты момента me

Соотношение dp/d > 0.9 равнозначно dp/d = 0.9. Промежуточные значения могут интерполироваться линейно. Таблица 5.1.b показывает допустимые моменты без дополнительного усиления для высоты перемычки от 30 до 100 см. Высота d применяется согласно рис. 5.1.a, и включается в рабочую высоту, учитывая допустимую толщину панели перекрытия 20 см. В случае меньшей толщины панели перекрытия, результаты будут отличаться от стандартных случаев изгиба.

d[cм]

30

40

50

60

70

80

90

100

M [kNm]

1.60

3.48

5.84

8.70

11.84

15.47

19.58

24.17

Таблица 5.1 .b Допустимые моменты для объемных балок без дополнительного усиления [kNm]

Если допустимый момент превышен, необходимо применять дополнительное армирование. Однако это отражается в изменении распределения внутренних сил таким образом, что необходимо принимать меньшую допустимую нагрузку армирования панели (расширение зоны сжимающих напряжений равно уменьшению зоны растягивающих напряжений). Наша рекомендация относительно ограничения деформации сжатия трехмерных плит (2 %) не применима к балкам. Определение параметров может быть произведено в соответствии с DIN при следующих допущениях:

Максимальная деформация сжатия бетона 3.5 %

Максимальная деформация стали 5.0 %

В отдельных случаях высота зоны растяжения может быть уменьшена приблизительно до 60 % от рабочей высоты балки. Отсюда значение для dp/d > 0.6 равнозначно dp/d = 0.6. Допустимый момент может быть принят, как 2/3 момента по таблицам 5.1.a и 5.l.b. Однако значение сопротивления изгибу может быть определено только тогда, когда касательное напряжение соответствует классу 1 по стандарту DIN 1045 (τo<τO12). Это означает, что максимальное значение касательного напряжения для бетона марки В15 составляет 0.50 N/мм2 и 0.75 N/мм2 – для марки B25. В случае большего касательного напряжения для его компенсации необходимо дополнительное армирование панели.

Пример: Балка с общей высотой 50 см

Заданный момент: 7.00 kNm

Допустимый момент составляет 2/3•5.84 = 3.90 kNm

Необходимо дополнительное армирование: 7.00-3.90 = 3.10 kNm

Из-за недостаточного сопротивления изгибающему моменту не допускается использование объемных балок без дополнительного армирования в качестве перемычек окон и дверей при определенном соотношении между высотой и длиной. Если это соотношение выходит за границы значений, указанных в таблице 5.1.с, то такая перемычка не может больше считаться простой балкой. В этом случае мы имеем дело с балкой-стенкой, как описано в разделе 5.2.

Сопротивление изгибу объемных перемычек без дополнительного армирования увеличивается лишь незначительно в случаях, когда превышены предельные значения моментов таблиц 5.2.a или 5.2.b. В частности, потому, что высота зоны растяжения в изгибающихся элементах достаточно мала. Большие трещины (разрывы) образуются в балках-стенках с неоднородными поперечными сечениями. Поэтому балки-стенки конструируются из предположения сплошного поперечного сечения. Поэтому расчет несущей способности объемных балок без дополнительного армирования предполагает уменьшенне высоты в соответствии с таблицей 5.1.с :

Простая балка

dMAX = 0.5 x длину

Неразрезная балка (крайняя)

dMAX = 0.4 x длину

Неразрезная балка (средняя)

dMAX = 0.3 x длину

Консольная балка

dMAX = 1.0 x длину

таблица 5.1.c Рекомендуемая конструктивная высота тонких объемных балок

5.2. Балки –стенки.

В соответствии с DIN 1045, тонкие балки считаются балками-стенками, если d/l0 превышает значение 0.5. В данном случае d – это рабочая высота высокой балки, а l0 – расстояние между точками опоры, вычисленных в соответствии с традиционным расчетом конструкций. Это выражено в следующих соотношениях определения балок-стенок:

Простая балка

d > или = 0.5 x на длину

Неразрезная балка (крайняя) (наружная)

d > или = 0.4 x на длину

Неразрезная балка (средняя)

d > или = 0.3 x на длину

Консольная балка

d > или = 1.0 x на длину

таблица 5.2.a Предельные значения для высоких балок в соответствии с DIN

В следующем разделе рассмотрено проектирование простой и усиленной конструкции балок-стенок. Как правило, эти данные базируются на требованиях стандарта DIN 1045. Требования американского стандарта ACI применительно к параметрам тонких балок существенно отличаются от них. Код ACI дает два определения для высоких изгибаемых элементов. Для изгиба предел высота/длина составляет 0.4 — для неразрезных пролетов или 0.8 — для простых. Для направляющих соотношение высота/длина составляет 0.2.

Тип пролета

Изгиб

направляющая

Простой

глубина/длина > или =0.8

глубина/длина > или = 0.2

Неразрезной

глубина/длина > или = 0.4

глубина/длина > или = 0.2

таблица 5.2b Предельные значения для высоких балок в соответствии с ACI

5.2.1. Изгиб

Моменты рассчитываются в соответствии с правилами традиционных методик расчета конструкций. Дальнейший расчет растянутой арматуры должен проводиться с учетом уменьшения плеча равнодействующей усилий, за счет применения понижающих коэффициентов. Дополнительно должно быть учтено, что допустимое максимальное напряжение стали составляет 41.2kN/см2. Это становится актуальным для балки-стенки, когда деформации сечения могут привести к образованию недопустимо больших трещин и, как следствие, привести к невозможности дальнейшей нормальной эксплуатации конструкции. Поэтому деформации сжатия и растяжения, а соответственно высота зоны растяжения и плечо внутренних сил, всегда принимаются исходя из сплошного сечения. Проверка сжимающих напряжений для балок-стенок может быть опущена.В таблице 5.2.a представлены значения плеч внутренних сил для различных типов балок-стенок. Эти значения действительны для положительных и отрицательных моментов. Рассчитанные таким образом плечи сил остаются постоянными для рабочей высоты со значениями d = 1.0 lg или d = 2.0 lg (для консолей). Данные второй строки (неразрезная балка (крайняя)) применимы также для отрицательного момента в средних балках на крайних опорах.

Простая балка

0.5 <d/lg< 1.0

d/lg > или = 1.0

z = 0.3 d (3.0 — d/lg)

z = 0.60 lg

Неразрезная балка (крайняя)

0.4<d/lg< 1.0

d/lg> или = 1.0

z = 0.5 d(1.9-d/lg)

z = 0.45 lg

Неразрезная балка (средняя)

0.3<d/lg< 1.0

d/lg> или = 1.0

z = 0.5 d(1.8-d/lg)

z = 0.40 lg

Консольная балка

1.0<d/lg<2.0

d/lg > или = 2.0

z = 0.65 lg +0.10 d

z = 0.85 lg

таблица 5.2.1.a плечо равнодействующей внутренних сил

Таким образом, требуемое дополнительное требуемое дополнительное армирование составит:

где 1.75 запас прочности (по DIN)

fy установленный предел текучести стали < 41.2 kN/см2

z плечо рычага в соответствии с таблицей 5.2.1 .a

Несомненно, дополнительное армирование для балок-стенок необходимо. В виде отдельного исключения, от дополнительного армирования можно отказаться только в случае применения вспомогательных компонентов панелей высотой до 2.00 м, и в случае усиления панелей, в соответствии с требованиями, указанными на рис.5.2.3.a.

В случае конструктивного соответствия рассматриваемого варианта стандарту ACI возможно определение плеча равнодействующей внутренних сил на основании данных, указанных в таблице 5.2.1.a. Однако при этом должен учитываться предельный момент и для значения fy должен быть принят коэффициент снижения прочности 0.90.

5.2.2. Расчет сдвигающих усилий

Сдвигающие усилия рассчитываются в соответствии с правилами традиционного расчета конструкций. При этом, сила реакции первой опоры неразрезной балки увеличивается на 15 %. Сопротивление сдвигу на опоре в значительной степени определяется силами давления в раскосах. Таким образом, расчет поперечного армирования в случае балок-стенок не является необходимым. Напряжения в раскосах в пределах опорной части воспринимаются определенным минимальным % армирования. Он составляет 0.05 % от площади поперечного сечения бетона или 1.5 cм2/м с двух сторон и соответствует суммарной площади сечения на 1м покрывающей арматурной сетки объемной панели. Однако ряд источников специальной литературы рекомендует значительно большего % армирования основной сеткой (до 0.15 % на сторону). В соответствии с этим более высоким значением, площадь армирования основной сетки для стены с толщиной бетонных слоев 2 x 50 мм соответствует 1.5 см2/м. Это значение приблизительно равняется площади стержней покрывающей сетки панели. Однако, если высота сечения необходимого бетонного элемента, который должен воспринимать усилие сжатия менее 50 мм, то трехмерная стена должна быть заменена обычной усиленной бетонной стеной.

Нагрузка p на опоре трехмерной балки может быть рассчитана по следующей формуле:

где s высота опоры; s должна быть выбрана таким образом, чтобы не

выходить за пределы 1/5 пролета.

2.1 коэффициент запаса прочности (разрушения бетона)

Помимо вышеуказанного, некоторые стандарты требуют контрольного расчета диагональных растягивающих напряжений. Эти напряжения не должны превышать максимального значения допустимого касательного напряжения сплошного бетонного (τ 03 в соответствии с DIN). По аналогии с балкой диагональное напряжение для равномерно распределенной нагрузки рассчитывается следующим образом:

σ1 =1.2•Vmax/ (t1+t2)•d , принимая d≤lg (ÖNORM)

В расчете, основанном на стандарте ACI-318, сопротивление сдвигу может быть определено по формуле главы 11.8. Учитывая это в расчетах в соответствии с ACI, армирование против сдвига не выполняют.

5.2.3. Расположение арматуры

Расположение арматуры в балках-стенках значительно отличается от расположения в обычных балках. Дополнительно к арматуре на изгиб необходима сетка для минимального армирования, как указано в главе 5.2.2. Детали расположения дополнительной арматуры смотрите также на рис.5.2.3.a и 5.2.3.b.

Сетка для минимального армирования:

  • Перекрывает все места стыков панелей. Длина нахлеста в зоне растяжения составляет как минимум 4-х кратный размер шага стержней сетки. Поэтому в основном для дополнительного армирования балки-стенки используются покрывающие сетки шириной 45 см.

  • В местах опирания балки-стенки должны быть усилены за счет армирования опор. Это армирование должно охватывать до половины длины (lg/2) нижней грани балки-стенки и должно быть полностью замоноличено. Собственный вес стены этого участка, так же, как и опоры, должен быть обоснован.

Армирование нижней части:

  • Вся арматура нижней части располагается на высоте 1/10 длины (lg.).

  • На участке высотой между 0.1 длины и 0.3 длины должно быть размещено дополнительное 50 % армирование пролета. При этом в расчет может быть включена площадь минимального армирования покрывающей сеткой.

  • Установить арматуру по всей длине и полностью закрепить ее на опорах. На опорах рекомендуется выполнить это крепление при помощи горизонтальных, а не вертикальных U-образных хомутов. Нахлест на стыках внутренней части опоры должен быть запроектирован на всю длину.

Армирование верхней части:

  • Установить всю арматуру верхней части в области высотой между 0.3 длины и 0.7 длины или до верхней грани стены.

  • При армировании непрерывных балок-стенок дополнительное 50 % армирование верхней части должно размещаться по всей длине пролета.

  • Установить дополнительно 30 % армирования верхней части в области высотой между 0.1 и 0.3 длины пролета.При этом может быть учтена площадь минимального армирования покрывающей сетки.

рис 5.2.3.a Размещение дополнительного армирования балок-стенок

Рис. 5.2.3.b Типовое укрепление нижней части балок-стенок

5.3. Карнизы и консоли.

В принципе, карнизы и консоли являются консольными балками-стенками. В большинстве случаев действующая на них нагрузка является нагрузкой, сосредоточенной у конца консоли. В результате этой неравномерно распределенной нагрузки возникает существенная разница в расчете по сравнению с равномерно нагруженными высокими балками-стенками. Отношение между высотой и длиной находится в пределах 2>d/a>1. Консоли высотой d > 2a должны рассматриваться, как консоли с d=2a. Консоли рассчитываются как система балочно-консольных ферм с упругими-деформируемыми связями и сжатыми арматурными стержнями. В этом случае, контрольный расчет сдвигающих сил может производиться из предположения, что сдвигающая сила передается непосредственно на сжатый арматурный стержень. В дальнейшем учитывается стандарт DIN. Полученные данные в достаточной степени совпадают с результатами расчета по стандарту ACI. Для более подробной информации смотрите главу 11.9 стандарта ACI-318.

Рис. 5.3.a Силы, действующие на консоль

Устойчивость консоли обеспечивается за счет выполнения следующих условий.

Армирование упруго-деформируемой связи должно рассчитываться в зависимости от силы растяжения T. Коэффициент надежности составляет 1.75 (разрушение стали). На конце консоли арматура должна быть закреплена горизонтальными хомутами. Для определения рабочей высоты необходимо учесть то, что растянутая зона включает в себя неоднородные слои. Сила T определяется по формуле:

Т= F•a/0.8•d + H•(1+ ∆d/0.8•d)

Идеальная распорка внутренней фермы (сжатая распорка) принимается высотой (t1+t2)-c, причем (t1+t2) – ширина двух бетонных оболочек трехмерной панели. Значение cэквивалентно 0.2d. Максимальное напряжение в такой распорке определяется аналогично методу простой итерации по DIN и равно 0.95•fc. Коэффициент надежности равен 2.1 (разрушение бетона).

В случае внецентренно приложенной нагрузки (рис. 5.3.a, справа), две силы F1, и F2 должны быть определены таким образом, что сила F является их результирующей. Расположение консоли должно быть определено перед бетонной оболочкой, которая подвергается более высокой нагрузке.

Не рекомендуется рассчитывать теоретическое касательное напряжение τ = F/((t1+t2)z). Если максимальное касательное напряжение (τ03) учитывается полностью, то возможные нагрузки, которые возникнут в этом случае могут намного превысить несущую способность распорки.

textarchive.ru

Армирование железобетонных балок ненапрягаемой арматурой

Блок плитного пролетного строения под железную дорогу (рис. 6.16) имеет основную рабочую арматуру (1), воспринимающую растягивающие усилия при изгибе блока, которую ставят по расчету на прочность. Необходимую площадь арматуры обычно набирают из стержней периодического профиля d = 16–40 мм. С помощью отгибов (2) концы растянутой рабочей арматуры надежно закрепляют в сжатой зоне блока. Кроме того, отгибы уменьшают раскрытие наклонных трещин в бетоне, возникающих от действия главных растягивающих напряжений, и повышают сопротивление наклонных сечений поперечной силе. Не менее 1/4 стержней рабочей арматуры выполняют без отгибов и заводят за ось опирания блока, заканчивая их прямыми крюками (стержни № 5).

Размещение рабочей арматуры удобно показывать под поперечным сечением блока в виде таблицы, в которой каждая клетка содержит номер соответствующего стержня. По таблице вместе с продольным разрезом блока можно определить количество, форму и расположение стержней рабочей арматуры.

Под продольным разрезом блока приводят выноску из стержней, на которой указывают длину всех прямолинейных и криволинейных участков. Выноской руководствуются при изготовлении стержней.

Для сокращения числа номеров стержни рабочей арматуры располагают несимметрично относительно середины пролета. При этом стержни одного номера образуют отгибы в четырех местах по длине блока.

Хомуты (8), как и отгибы, служат для уменьшения раскрытия наклонных трещин и повышения прочности наклонных сечений, а также объединяют верхнюю и нижнюю арматуры блока в жесткий каркас, который после изготовления устанавливают в опалубку. Хомуты обычно изготовляют из круглой стали d = 8–12 мм. В одном поперечном сечении ставят несколько хомутов, каждый из которых охватывает три растянутых стержня (более пяти не допускается) в одном горизонтальном ряду арматуры. Вверху хомуты прикрепляют к стержням монтажной арматуры (9).

Рис. 6.16 – Армирование плитного пролетного строения

При нагрузке, действующей на блок неравномерно по ширине, может возникнуть изгиб его в поперечном направлении с появлением растянутой зоны, которую армируют стержнями распределительной арматуры (4).

Консоли плиты, изгибаемые в поперечном направлении, работают как балки, заделанные одним концом. Рабочую арматуру консолей (3) ставят у верхней грани, определяя расчетом количество и диаметр стержней, которые для правой и левой консолей могут быть общими. Консоли целесообразно армировать стержнями периодического профиля d = 10–16 мм. Аналогичную конструкцию имеет рабочая арматура бортиков и тротуарных консолей (5).

Стержни (3) и (5) армируют входящий угол между верхней гранью плиты и бортиком. Концы стержней перекрещиваются и имеют необходимую заделку в бетоне. В консолях, бортиках и тротуарных плитах необходима также распределительная арматура (6).

По нижней поверхности консолей и бортиков часто предусматривают противоусадочную арматуру из сетки (7), которая уменьшает раскрытие возможных трещин от усадки бетона. Кроме того, стержни этой арматуры служат рабочими в случае появления в консоли положительных изгибающих моментов от случайных ударов снизу или при действии инерционных сил во время перевозки и установки блока. Нерасчетная арматура (распределительная, монтажная, противоусадочная) имеет d = 8–10 мм.

Армирование плиты балластного корыта или проезжей части ребристых пролетных строений зависит от ее конструкции (плита, не имеющая разреза между ребрами, или консольная плита, например при Т–образных блоках без соединения плит на монтаже).

Неразрезная плита (рис. 6.17, а) в поперечном направлении работает на изгиб как балка, упруго защемленная в ребрах. Наибольшие изгибающие моменты могут возникнуть в сечениях А–А, Б–Б, В–В, необходимое количество рабочей арматуры в которых определяют расчетом.

В выноске указывают количество стержней рабочей арматуры на 1 пог. м плиты в направлении оси пролетного строения. Так, в сечениях А–А и Б–Б требуется по расчету поставить 10 стержней у верхней грани плиты, а в сечении В–В – 8 стержней у нижней грани. Часть стержней (№ 2 и 3) отгибают вверх для использования как в верхней, так и в нижней зонах. Одновременно это позволяет объединить арматуры плиты в жесткий каркас.

В плите, изгибающейся как пластинка, изгибающие моменты действуют не только в поперечном, но и в продольном направлении, поэтому необходимо предусматривать распределительную арматуру (стержни № 5 и 7).

Рис. 6.17 – Армирование плиты

В плите Т–образного блока со свободными краями рабочая арматура (стержни № 1 и 2) расположена у верхней грани (рис. 6.17, б). Изгибающие моменты уменьшаются от ребра к краям, поэтому часть стержней (№ 2) можно не доводить до края плиты, делая их короче.

Арматуру плиты изготовляют в виде сварных сеток на специальных машинах. Верхняя сетка СПВ состоит из стержней рабочей и распределительной арматур (стержни № 3), нижняя сетка СПН – из противоусадочных стержней № 4 и 5. Закругление также армировано сеткой СПЗ. Сетки увязывают в жесткий каркас с помощью монтажных стержней. Неразрезную плиту также можно армировать сварными сетками без перевода стержней из верхней зоны в нижнюю.

О назначении различных видов арматуры и о рекомендуемых ее диаметрах было сказано выше при рассмотрении армирования консолей плитных пролетных строений (см. рис. 6.16). Там же показано армирование бортиков и плит тротуаров.

Рабочую арматуру ребра располагают в нижней зоне (рис. 6.18). По мере уменьшения изгибающих моментов к опоре в соответствии с расчетом стержни рабочей арматуры отводят вверх, образуя отгибы, и закрепляют в сжатой зоне.

Рис. 6.18 – Армирование ребра

Ребро имеет стенку переменной толщины. От конца до сечения А–А форма ребра прямоугольная, а к середине пролета толщина стенки уменьшается. Отгибы рабочей арматуры не должны выходить за пределы бетона, поэтому в средней части блока до сечения А–А можно отгибать только стержни № 1, 2, 3, расположенные в двух средних вертикальных рядах.

Стенку армируют сварными сетками (1), состоящими из вертикальных стержней № 10, называемых хомутами, и стержней № 8 продольной арматуры. Продольную арматуру ставят для уменьшения раскрытия вертикальных трещин, образующихся в растянутой зоне ребра и стянутых в нижней части рабочей арматурой (армирование диафрагм и зоны опирания ребра на опорную часть не показаны).

Диафрагмы между ребрами, не стыкуемые при монтаже, армируют сетками из вертикальных и горизонтальных стержней. Горизонтальные стержни должны иметь хорошую заделку в ребрах, а вертикальные – в верхней плите.

Рассмотрим некоторые общие принципы выбора расположения стержней в бетоне при проектировании.

Рабочую арматуру располагают в бетоне одиночными стержнями (рис. 6.19, а), пучками по два–три стержня (рис. 6.19, б, в) или (в арматурных сварных каркасах) вертикальными рядами стержней, соединенных сварными швами (рис. 6.19, г, д).

Рис. 6.19 – Расположение рабочей арматуры в бетоне

При выборе расположения рабочей арматуры прежде всего надо обеспечить свободный проход бетона между стержнями или пучками стержней при изготовлении элемента, поэтому необходимо соблюдать минимальные расстояния в свету между стержнями и между стержнями и опалубкой. Применяемые для уплотнения бетона вибраторы с гибким валом имеют диаметр рабочего органа 51–76 мм, в связи с чем между вертикальными рядами арматуры желательно оставлять один–два промежутка шириной 6–8 см; остальные промежутки должны быть не менее 5 см.

Расстояние в свету между стержнями рабочей арматуры и опалубкой (защитный слой) принимают не менее 3 см. для обеспечения свободного прохода бетона и надежной защиты рабочей арматуры от коррозии во время эксплуатации сооружения. С другой стороны, защитный слой не должен быть больше 5 см, так как при большой толщине в неармированном слое бетона могут развиваться усадочные или силовые трещины.

Армирование железобетонных пролетных строений должно обеспечивать воспринятие растягивающих напряжений в сечениях элементов в предположении, что бетон в растянутой зоне не работает. При этом раскрытие трещин в бетоне, если они появятся, не должно превосходить величины, при которой снижается долговечность сооружения. В изгибаемых балках у середины пролета могут возникать трещины в нижней части сечения за счет действия нормальных растягивающих напряжений при изгибе. Эти трещины имеют вертикальное направление. Ближе к опорам могут появляться наклонные трещины от действия главных растягивающих напряжений, причем угол наклона увеличивается от середины пролета к опорам до 45°.

Сами трещины в растянутой зоне бетона не опасны. Их учитывают в расчете, причем прочность, выносливость и жесткость железобетонных конструкций обеспечиваются, несмотря на наличие трещин. Опасным является увеличение раскрытия трещин, так как при значительной ширине в трещины может попасть вода, вызывающая ржавление арматуры или выщелачивание бетона. Предельная ширина трещин, при которой они не представляют опасности в отношении долговечности моста, составляет 0,2 мм.

В результате многократно повторного приложения временной нагрузки ширина появившихся трещин постепенно возрастает за счет потери сцепления арматуры с бетоном на участке между трещинами.

При одинаковом напряжении в арматуре раскрытие трещин увеличивается, если трещины будут появляться на большем взаимном расстоянии. Для уменьшения расстояния между трещинами необходимо увеличивать сцепление между арматурой и бетоном и сокращать площадь растянутой зоны бетона (повышать насыщение растянутой зоны арматурой).

Сцепление арматуры с бетоном можно увеличить применением стержней меньшего диаметра, так как при этом увеличивается их суммарный периметр. Так, один стержень d = 42 мм. имеет такую же площадь поперечного сечения, что и три стержня d = 24 мм, но периметр последних больше в 1,7 раза. Даже при расположении трех стержней плотным пучком периметр его значительно больше периметра одного стержня той же площади. Резкого повышения сцепления достигают применением арматуры периодического профиля вместо гладкой.

Для увеличения насыщения растянутой зоны бетона арматурой следует назначать размеры растянутой зоны минимально необходимыми по условиям размещения арматуры с учетом обеспечения качественного бетонирования этой зоны.

При армировании ребра плоскими сварными каркасами (рис. 6.20) стержни сваривают между собой (рис. 6.19, г), арматуру ребра составляют из набора каркасов, имеющих отгибы в разных местах по длине балки. Это дает более компактное расположение арматуры; плечо внутренней пары сил при той же высоте сечения увеличивается, поэтому несколько уменьшается расход арматуры. Часто можно обойтись без развития нижнего пояса ребра, благодаря чему упрощается форма блоков и уменьшается расход бетона.

Рис. 6.20 – Плоский сварной каркас

Недостаток арматуры в виде сварных каркасов – большой объем сварочных работ, выполняемых в основном вручную. Кроме того, возможно появление продольных трещин на нижней поверхности ребра, так как бетон разбит рядами арматуры на вертикальные слои, плохо связанные друг с другом. Для улучшения связи между слоями бетона, расположенными между вертикальными рядами арматуры, в них через три–четыре стержня следует оставлять просвет, равный диаметру стержня (рис. 6.19, д). Достаточность этого проверяют расчетом конструкции на трещиностойкость.

В местах перегиба стержень, стремясь выпрямиться, оказывает давление на бетон. Во избежание смятия бетона и концентрации напряжений в арматуре необходимо устраивать перегибы стержней по окружности достаточно большого радиуса (12d). В местах, где рабочая арматура не очень напряжена, например на концевых участках балок, можно ограничиться перегибом с радиусом 3d.

При размещении отгибов надо следить, чтобы на участке, где их ставят по расчету, в любом сечении, нормальном к оси балки, был по крайней мере один отгиб. Если поставить хомуты, достаточные по расчету для прочности и трещиностойкости балки, то отгибов можно не делать. В этом случае в местах обрыва стержней возникают концентраторы растягивающих напряжений в бетоне. Чтобы ослабить их влияние, необходимо распределять обрывы по длине.

Стыки растянутой арматуры осуществляют при помощи сварки. При стыковании стержней до постановки в арматурные каркасы лучшие результаты дает контактная сварка встык методом оплавления, причем для конструкций железнодорожных мостов, рассчитываемых на выносливость, следует применять механическую зачистку шва для уменьшения концентрации напряжений. Стыки арматуры, устраиваемые после постановки стержней в каркасы или при монтаже сборных конструкций, если арматура растянута и подвержена значительному воздействию временной нагрузки, рекомендуется выполнять ванным способом (рис. 6.21).

Рис. 6.21 – Стыкование арматуры

При значительных размерах растянутой зоны недостаточно поставить расчетное количество арматуры у растянутого волокна. Для предупреждения значительного раскрытия трещин следует армировать растянутую зону бетона по всей ее высоте. Для этого стенку снабжают продольной арматурой d = 8–14 мм, располагая ее на 1/3 высоты через 10–12d.

При проектировании нужно иметь в виду, что растянутая зона бетона может возникнуть там, где появляются местные напряжения от сосредоточенных усилий, а также неучтенные расчетом растягивающие напряжения, например при действии отрицательных моментов в плите балластного корыта над диафрагмами. Такие места следует армировать для предотвращения появления или уменьшения раскрытия трещин, причем направление арматуры необходимо выбирать так, чтобы она пересекла возможные трещины под углом, по возможности близким к 90°.

Основное назначение хомутов в балках – обеспечение прочности по наклонным сечениям. Количество хомутов на участках, где действуют значительные поперечные силы (у опор), определяют расчетом.

На участках, где поперечные силы невелики и хомуты по расчету не требуются, их ставят конструктивно. При этом каждый хомут должен охватывать в одном ряду не более пяти растянутых или трех сжатых стержней, а расстояние между хомутами по длине блока не должно превышать 50 см. или 3/4 высоты сечения.

В местах действия значительных сжимающих напряжений может произойти разрушение бетона – появление трещин, направленных вдоль сжимающего усилия. Эти трещины возникают за счет поперечных деформаций бетона, для сдерживания которых и предупреждения появления трещин можно поставить так называемую косвенную арматуру. Эту арматуру, применяемую в виде сеток, хомутов или спиралей, располагают так, чтобы при поперечных удлинениях бетона в ней возникали растягивающие усилия.

Защитный слой бетона в свету для хомутов и нерасчетной арматуры должен иметь толщину не менее 1,5 см.

Не допускается армировать входящие углы перегибом стержней рабочей арматуры по очертанию угла. В этом случае следует продолжать прямолинейные стержни рабочей арматуры и делать их перекрещивающимися, располагая в разных вертикальных плоскостях (рис. 6.22). Отрыв защитного слоя может быть вызван потерей устойчивости сжатых арматурных стержней. Для предупреждения этого применяют хомуты, расстояние между которыми в изгибаемых элементах не должно быть более 20 см. Если сжатая грань элемента имеет выпуклое очертание, то сечение хомутов должно быть проверено на полную величину радиального усилия отрыва.

Рис. 6.22 – Армирование входящего угла

Арматура всего блока должна быть связана хомутами в достаточно жесткий каркас с обеспечением проектного положения стержней при бетонировании. Хомуты прикрепляют к верхней и нижней арматуре. В ряде случаев для образования жесткого каркаса необходима дополнительная монтажная арматура.

vse-lekcii.ru

Конструктивные требования по армированию балок и плит перекрытия

Продольное армирование

Согласно СП 52-101-2003 «Бетонные и железобетонные конструкции без предварительного напряжения арматуры» п.8.3.6: «В железобетонных линейных конструкциях и плитах наибольшие расстояния между осями стержней продольной арматуры, обеспечивающие эффективное вовлечение в работу бетона, равномерное распределение напряжений и деформаций, а также ограничение ширины раскрытия трещин между стержнями арматуры, должны быть не более:

— в железобетонных балках и плитах:

200 мм — при высоте поперечного сечения, h ≤ 150 мм;

1,5h и 400 мм — при высоте поперечного сечения h > 150 мм;»

Понимать этот пункт следует так. Например рассчитывается однопролетная плита перекрытия высотой до 150 мм и по расчету для армирования 1 м ширины такой плиты требуется 3.43 см2 арматуры. Согласно таблицы 170.2 для армирования можно использовать 1 стержень диаметром 22 мм, 2 стержня диаметром 16 мм, 3 стержня диаметром 14 мм, 4 стержня диаметром 12 мм, 5 стержней диаметром 10 мм, 7 стержней диаметром 8 мм и т.д. Так вот, для армирования такой плиты следует принимать не менее 5 стержней диаметром 10 мм. Именно это и обеспечит более равномерное распределение напряжений и деформаций и более эффективное вовлечение в работу бетона. Потому как расчетная схема и реальная работа конструкции — две большие разницы и когда мы рассматриваем материал 1 м ширины железобетонной плиты, как обладающий одинаковыми свойствами по всей ширине, мы делаем очень большое допущение. А чем более равномерно по рассматриваемой ширине будет распределена арматура, тем ближе будет расчетная схема к реальной работе конструкции.

А в Пособии к СП 52-101.2003 данный пункт дополнен следующей рекомендацией (п. 5.13):

«При армировании неразрезных плит сварными рулонными сетками допускается вблизи промежуточных опор все нижние стержни переводить в верхнюю зону.

Неразрезные плиты толщиной не более 80 мм допускается армировать одинарными плоскими сетками без отгибов.»

В данном случае речь идет о плитах перекрытия, которые могут рассматриваться как многопролетные балки (пример расчета такого перекрытия см. в статье «Расчет монолитного ребристого перекрытия»). Соответственно в таких плитах возникает момент не только в пролете, но и на промежуточных опорах. И если подобрать арматуру таким образом, что она будет воспринимать моменты, действующие на промежуточных опорах, то армирование можно выполнять одной сеткой для верхней и для нижней зоны сечения, выполняя переход из верхней зоны в нижнюю или наоборот в местах, где расчетный момент, действующий на поперечное сечение плиты, равен нулю. Выглядит это примерно так:

Рисунок 401.1. Варианты армирования монолитной неразрезной плиты б) сварными рулонными сетками с переходом в верхнюю зону сечения на промежуточных опорах, в) сварными одинарными плоскими сетками г) отдельными стержнями (одиночной арматурой).

Ну а теперь пора переходить к не менее важному п. 8.3.7 (5.14 в Пособии): «В балках и ребрах шириной более 150 мм число продольных рабочих растянутых стержней в поперечном сечении должно быть не менее двух. При ширине элемента 150 мм и менее допускается устанавливать в поперечном сечении один продольный стержень.»

Данная рекомендация основана все на том же требовании обеспечить эффективное вовлечение в работу бетона, а также максимально возможное перераспределение напряжений и деформаций. Дело в том, что в балках и ребрах монолитного ребристого перекрытия шириной > 150 мм может поместиться 2 стержня арматуры с учетом требуемой толщины защитного слоя бетона и соблюдении минимального расстояния между стержнями при ожидаемом максимальном размере крупного наполнителя бетонной смеси и этим нужно пользоваться.

Согласно п. 8.3.8 (5.15): «В балках до опоры следует доводить стержни продольной рабочей арматуры с площадью сечения не менее 1/2 площади сечения стержней в пролете и не менее двух стержней.

В плитах до опоры следует доводить стержни продольной рабочей арматуры на 1 м ширины плиты с площадью сечения не менее 1/3 площади сечения стержней на 1 м ширины плиты в пролете и не менее двух стержней.»

Данный пункт повествует нам о крайних опорах многопролетных неразрезных плит и балок или просто об опорах однопролетных балок и плит. А также о том что даже если изгибающий момент в точках начала опоры однопролетных балок и плит, а также на крайних опорах многопролетных плит и балок равен нулю, то все равно для надлежащей анкеровки арматуру следует предусматривать до опоры и даже дальше. Насколько дальше, на то есть отдельный пункт (5.35). Тем не менее этот пункт не запрещает заводить за грань опоры всю расчетную арматуру, если это арматура периодического профиля.

А в СНиП 2.03.01-84 подобный пункт ((5.20)) дополнен следующей рекомендацией: «В плитах расстояния между стержнями, заводимыми за грань опоры, не должны превышать 400 мм, причем площадь сечения этих стержней на 1 м ширины плиты должна составлять не менее 1/3 площади сечения стержней в пролете, определенной расчетом по наибольшему изгибающему моменту.»

Из чего следует, что даже если расстояние между стержнями продольной арматуры будет принято согласно указанных выше рекомендаций, а именно не более 200 мм, то все равно за грань опоры придется заводить половину всех продольных стержней. И только если расстояние между стержнями продольной арматуры будет приниматься около 130 мм, то можно заводить за грань опоры третью часть стержней.

И тут возникает очень важный вопрос: а на сколько можно не доводить до грани опоры продольные стержни арматуры в однопролетных балках и плитах и на крайних опорах многопролетных балок и плит? К сожалению ни один из вышеперечисленных нормативных документов прямого ответа на этот вопрос не дает, а приводятся только формулы, да таблицы, в которых мы и попробуем сейчас разобраться.

Например, все для той же однопролетной плиты, рассматриваемой как балка на шарнирных опорах длиной l = 3 м, требуемое сечение составляет 3.43 см2. Однако арматура с таким сечением необходима только посредине плиты, где изгибающий момент максимальный. На опорах, согласно принятой расчетной схеме момент равен нулю и арматура вроде как вообще не требуется, однако с целью анкеровки часть арматуры все же заводится за грань опоры. И хотя нет прямой зависимости между значением изгибающего момента и требуемой площадью арматуры мы все же предположим такую зависимость, получив в итоге небольшой запас по прочности.

Итак, если планируется не доводить до опор половину продольных стержней, то эту половину следует доводить до точки, в которой согласно эпюре моментов значение изгибающего момента будет в 2 раза меньше, т.е. М = ql2/16 плюс расстояние, необходимое для анкеровки арматуры в растянутом бетоне.

Согласно уравнению моментов:

Мx = qlx/2 — qx2/2 = ql2/16

тогда

x = 0.146l или примерно 438 мм (методы решения квадратных уравнений здесь не приводятся)

Для арматуры периодического профиля минимально допустимая длина анкеровки в растянутом бетоне составляет согласно Таблице 328.1 не менее 20d = 200 мм, не менее 250 мм, а также не менее (0.7·3600/117 + 11)10 = 325 мм (пояснения к формуле там же, где и таблица). Таким образом обрываемую арматуру можно не доводить до граней опор на 438 — 325 = 113 мм.

Как видим, экономия при обрывании арматуры в пролете не то чтобы сумасшедшая и потому при выполнении 1-2 плит лучше довести все продольные стержни до опор. Так оно надежней будет. Да и перераспределение усилий в плите при этом будет более равномерным.

Ну и еще одно требование, относящееся к балкам, достаточно редко встречающимся в малоэтажном строительстве, но тем не менее (п. 5.16): «В изгибаемых элементах при высоте сечения более 700 мм у боковых граней должны ставиться конструктивные продольные стержни с расстояниями между ними по высоте не более 400 мм и площадью сечения не менее 0,1% площади сечения бетона, имеющего размер, равный по высоте элемента расстоянию между этими стержнями, по ширине — половине ширины ребра элемента, но не более 200 мм.»

На первый взгляд такое требование выглядит нелогичным — зачем устанавливать арматуру приблизительно посредине высоты сечения, т.е. там, где растягивающие или сжимающие напряжения минимальны или их вовсе нет? Тем не менее нельзя забывать о том, что стержни поперечной арматуры могут работать на сжатие, а значит чем меньше их расчетная длина, тем больше устойчивость. Соответственно установка дополнительных продольных стержней, особенно при сварном каркасе, уменьшает расчетную длину стержней поперечного армирования как минимум вдвое.

Примечание: выражение в данном пункте «имеющего размер, равный по высоте элемента расстоянию между этими стержнями, по ширине — половине ширины ребра элемента, но не более 200 мм» для меня тайна великая есмь. Причем в СНиПе этот пункт формулируется практически также. Предполагаю, что это как-то связано с балками таврового сечения, но утверждать не буду.

Кстати, пора поговорить о поперечном армировании.

Поперечное армирование

п.8.3.9: «Поперечную арматуру следует устанавливать исходя из расчета на восприятие усилий, а также с целью ограничения развития трещин, удержания продольных стержней в проектном положении и закрепления их от бокового выпучивания в любом направлении.

Поперечную арматуру устанавливают у всех поверхностей железобетонных элементов, вблизи которых ставится продольная арматура.»

Суть этого требования в том, что поперечная арматура никогда не помешает. И даже если по расчету не требуется, тем не менее будет способствовать более равномерному распределению напряжений в сечениях ж/б элемента.

Согласно п. 8.3.10 «…Диаметр поперечной арматуры в вязаных каркасах изгибаемых элементов принимают не менее 6 мм.

В сварных каркасах диаметр поперечной арматуры принимают не менее диаметра, устанавливаемого из условия сварки с наибольшим диаметром продольной арматуры.»

Требования данного пункта, на мой взгляд очевидны и дополнительных комментариев не требуют. В том смысле, что арматуру диаметром 5 мм трудно приварить к арматуре диаметром 30 мм.

Согласно п. 8.3.11: «В железобетонных элементах, в которых поперечная сила по расчету не может быть воспринята только бетоном, следует предусматривать установку поперечной арматуры с шагом не более 0,5 h0 и не более 300 мм.

В сплошных плитах, а также в часторебристых плитах высотой менее 300 мм и в балках (ребрах) высотой менее 150 мм на участке элемента, где поперечная сила по расчету воспринимается только бетоном, поперечную арматуру можно не устанавливать.

В балках и ребрах высотой 150 мм и более, а также в часторебристых плитах высотой 300 мм и более, на участках элемента, где поперечная сила по расчету воспринимается только бетоном, следует предусматривать установку поперечной арматуры с шагом не более 0,75 h0 и не более 500 мм.»

Тут тоже все более менее понятно и как бы уточнение п. 8.3.9.

А кроме того из этого пункта следует вывод, что даже если в сжатой зоне балки высотой более 150 мм по расчету продольная арматура не требуется, то по конструктивным требованиям ее следует установить. Иначе к чему вверху крепить поперечную арматуру, чтобы обеспечить удержание стержней в проектном положении при бетонировании и в процессе набора прочности бетона (имеются в виду сварные плоские каркасы)? При этом диаметр конструктивной продольной арматуры можно принимать в 1.5-2 раза меньше, чем расчетной продольной арматуры.

А в Пособии за этим следует следующий пункт (5.22): «Отогнутые стержни арматуры должны предусматриваться в изгибаемых элементах при армировании их вязаными каркасами. Отгибы стержней должны осуществляться по дуге радиусом не менее 10d. В изгибаемых элементах на концах отогнутых стержней должны устраиваться прямые участки длиной не менее 0,8lan, принимаемой согласно указаниям п.5.32, но не менее 20d в растянутой и 10d — в сжатой зоне.

Прямые участки отогнутых гладких стержней должны заканчиваться крюками.

Расстояние от грани свободной опоры до верхнего конца первого отгиба (считая от опоры) должно быть не более 50 мм.

Угол наклона отгибов к продольной оси элемента следует принимать в пределах 30 — 60°, рекомендуется принимать угол 45°.»

Как выглядит такой отгиб, можно посмотреть все на том же рис. 401.1 г). А еще смысл этого пункта в том, что если вы делаете вязаный каркас, то обрыв арматуры, не доводимой до грани опоры, рассчитывать вовсе не обязательно. Достаточно выполнить требования данного пункта. И кроме того из этого пункта следует, что вязанные каркасы для балок с 2 стержнями в нижней растянутой зоне нежелательны, надежнее делать для балок сварные каркасы.

Согласно п. 8.3.14: «В элементах, на которые действуют крутящие моменты, поперечная арматура (хомуты) должна образовывать замкнутый контур.»

Как правило крутящие моменты могут возникать в перемычках наружных стен и прочих балках, к которым нагрузка приложена не по центру тяжести сечения. А потому для таких элементов лучше использовать поперечную арматуру согласно указанному пункту, даже если расчет на действие крутящих моментов не проводился.

8.3.15 Поперечную арматуру в плитах в зоне продавливания в направлении, перпендикулярном сторонам расчетного контура, устанавливают с шагом не более 1/3 h0 и не более 300 мм. Стержни, ближайшие к контуру грузовой площади, располагают не ближе h0/3 и не далее h0/2 от этого контура. При этом ширина зоны постановки поперечной арматуры (от контура грузовой площади) должна быть не менее 1/5 h0.

Расстояния между стержнями поперечной арматуры в направлении, параллельном сторонам расчетного контура, принимают не более 1/4 длины соответствующей стороны расчетного контура.

8.3.16 Расчетную поперечную арматуру в виде сеток косвенного армирования при местном сжатии (смятии) располагают в пределах расчетной площади Ab,max (6.2.43). При расположении грузовой площади у края элемента сетки косвенного армирования располагают по площади с размерами в каждом направлении не менее суммы двух взаимно перпендикулярных сторон грузовой площади (рисунок 6.11).

По глубине сетки располагают:

— при толщине элемента более удвоенного большего размера грузовой площади — в пределах удвоенного размера грузовой площади;

— при толщине элемента менее удвоенного большего размера грузовой площади -; в пределах толщины элемента.

8.3.17 Поперечная арматура, предусмотренная для восприятия поперечных сил и крутящих моментов, а также учитываемая при расчете на продавливание, должна иметь надежную анкеровку по концам путем приварки или охвата продольной арматуры, обеспечивающую равнопрочность соединений и поперечной арматуры.

Данные пункты пока оставляю без комментариев.

Возможно со временем я для большего удобства пользования разобью данные требования по категориям типа: «требования при армировании плит и балок сварными каркасами из арматуры периодического профиля», «требования при армировании плит и балок вязаными каркасами». А может и будут отдельные категории для балок и для плит, но пока некогда.

doctorlom.com

2. Армирование главной балки

Главную балку армируют в пролете двумя (иногда более) плоскими каркасами, которые перед установкой в опалубку объединяют в пространственный каркас. Два каркаса доводят до грани колонны, а остальные каркасы (при их наличии) обрывают в соответствии с эпюрой моментов. Возможен также обрыв по эпюре арматуры части стержней основных каркасов. На опоре главная балка армируется двумя самостоятельными каркасами, заводимыми сквозь арматурный каркас колонн. Армирование на опоре может выполняться также сетками как и для второстепенных балок; в этом случае надопорные сетки располагают по обе стороны от колонны на ширине не более 1/3 расстояния между главными балками.

В главных балках опорные сечения армируются вертикальными каркасами, которые пропускаются между арматурными стрежнями колонны, длина этих каркасов определяется по эпюре арматуры. При высоте сечения главных балок 700 мм и более необходима постановка продольных арматурных стрежней диаметром 10-16 мм вдоль боковых граней с расположением их по высоте не реже 400мм.

Эпюра арматуры представляет собой эпюру моментов несущей способности изгибаемого элемента по нормальным сечениям при принятых сечениях арматуры и бетона. Эпюра арматуры совмещается с огибающей эпюрой изгибающих моментов, при этом она не должна проникать «внутрь» огибающей эпюры, т.к. значение несущей способности в любом сечении балки должно быть больше (или равно) действующего изгибающего момента.

Второстепенные балки могут иметь трещины в растянутой зоне на опоре; поэтому передача их опорного давления на главную балку происходит фактически через сжатую зону второстепенной балки. Эта местная сосредоточенная нагрузка воспринимается поперечной арматурой главной балки и дополнительными сетками в местах опирания второстепенных балок.

Длина зоны, в пределах которой учитывается поперечная арматура, воспринимающая поперечную нагрузку и площадь сечения поперечной арматуры определены на рисунке 17.6.

При армировании монолитных ребристых перекрытий сварными сетками и каркасами последние укладывают в следующем порядке. Предварительно в опалубку устанавливают плоские сварные каркасы главных и второстепенных балок, нижние стержни которых соединяют стыковыми стержнями, в главных балках размещают дополнительные сетки, укладывают сварные плоские сетки плиты и надопорные сетки второстепенных балок.

Балочные сборные панельные перекрытия

  1. Компоновка конструктивной схемы

Под компоновкой конструктивной схемы перекрытия понимают:

1. разделение плана перекрытия температурно-усадочными и осадочными швами на деформационные блоки;

2. определение направления ригелей: вдоль продольной или вдоль поперечной осей здания. Продольное направление ригелей назначают преимущественно в жилых зданиях (по планировочным соображениям). При поперечном направлении ригелей здание получает наибольшую поперечную жесткость здания, но худшую освещеность.

3. выбор размеров пролета и шага ригелей, способа опирания панелей на ригель, типа и размеров панелей перекрытия.

Компоновку конструктивной схемы перекрытия производят в зависимости от внешних нагрузок, назначения здания и общих архитектурно-планировочных решений.

На здания действуют вертикальные и горизонтальные нагрузки, совместное действие которых может привести к общей потери устойчивости здания, если не обеспечить пространственной жесткости (жесткости в трех плоскостях: 2 вертикальных и 1 горизонтальной).

Это можно сделать созданием жестких узлов сопряжения ригелей с колоннами, которые воспринимают помимо поперечных и продольных сил изгибающие моменты. Такие каркасы называют рамными.

Либо это можно сделать, соединив части колонн специальными связями жесткости, с сохранением шарнирного опирания ригелей на консоли колонн. Такие связи называют диафрагмами, а каркас – связевым.

В обоих случаях горизонтальные связи – панели перекрытия, которые образуют жесткие диски за счет приваривания их к ригелям, либо за счет плотного замоноличивания продольных и поперечных швов между конструкциями.

studfiles.net

Конструирование железобетонных балок

Балками, прогонами и ригелями называются стержневые изгибаемые элементы, работающие под нагрузкой отдельно или в составе перекрытия, покрытия и т. д. По способу возведения балки могут быть сборными, монолитными и сборно-монолитными, по форме поперечного сечения — прямоугольного, таврового, двутаврового, трапециевидного и другого сечения. Минимальная ширина сечения балок, а также ребер сборных панелей, настилов и часторебристых перекрытий зависит от диаметра продольной арматуры и крупности заполнителей. Рекомендуемая ширина сечения балок 100, 120, 150, 200, 220, 250 мм и далее кратной 50 мм. Высота сечения 300, 400, 500, 600, 700, 800, 1000, 1200 мм и далее кратной 300 мм при соотношении h/b = 2..4.

Распределение арматуры в поперечном сечении балок со сварными (а. б. в, г. д) и вязаными (е, ж, з, и, к) каркасами.

Расположение арматуры в железобетонных конструкциях производится с учетом ее вида, формы и величины поперечного сечения элементов, а также минимальных расстояний между стержнями и требуемой толщины защитного слоя бетона. Распределение арматуры в поперечном сечении балок мало зависит от того, применяется она в виде сварных или вязаных каркасов. Число продольных рабочих гибких стержней, заводимых за грань опоры балки, должно быть не менее двух. В балках и ребрах шириной 150 мм и менее допускается установка и доведение до опоры одного стержня, если они рассчитаны на небольшую равномерно распределенную нагрузку. Согласно опытным данным, перед разрушением изгибаемых элементов напряжения в растянутых стержнях приопорной зоны составляют 35…45% максимальных их напряжений в пролете. Поэтому требуется заводить за грань опоры не менее половины поперечного сечения продольной арматуры. Диаметр стержней рабочей арматуры балок не менее 12 мм. Желательно назначить все рабочие стержни одинакового диаметра и не более 32 мм. При назначении рабочей арматуры для элементов из легкого бетона предпочтение рекомендуется отдавать мелким диаметрам стержней, т. е. 18 мм и менее.

Расстояния в свету между отдельными стержнями должны приниматься не менее наибольшего диаметра стержней и не менее 25 мм для нижней и 30 мм для верхней арматуры. При расположении нижней арматуры более чем в два ряда по высоте сечения расстояния между стержнями, расположенными в третьем и следующих рядах, должны быть не менее 50 мм. Этим обеспечивается свободное проникновение между арматурными стержнями крупных заполнителей. При высоте сечения более 700 мм у боковых граней должны ставиться монтажные продольные стержни с площадью сечения не менее 0,1% от площади поперечного сечения.

Армирование балок прокатными профилями допускается лишь при строительстве промышленных зданий и сооружений. Для лучшего сцепления с бетоном жесткая арматура имеет рифленую поверхность.

Армирование балок прокатными профилями (а) и листовой сталью (б): 1—гладкая жесткая арматура; 2—то же, с рифленой поверхностью; 3 — гибкая рабочая арматура.

Сталебетонные балки имеют одиночное или двойное внешнее армирование в шве полосовой стали гладкого или периодического профиля. Совместная работа внешней арматуры и бетона гарантируется хомутами-анкерами или анкерирующими стержнями-дюбелями. На опорах внешняя арматура приваривается к жестким торцевым упорам. Поперечные стержни принимают по расчету и конструктивно. Из условия сварки арматуры диаметр поперечной арматуры принмаю более половины диаметра продольной арматуры. Диаметр хомутов в вязаных каркасах принимается не менее 6 мм при высоте менее 800 мм и не менее 8 мм при высоте (h) более 800 мм. Расстояние между вертикальными и горизонтальными поперечными стержнями должно быть не более 600 мм и не более удвоенной ширины грани балки или ребра. На приопорных участках, равных 0,25 пролета, это расстояние не должно превышать h/2 и 150 мм при h<450 мм, а также h/З и 500 мм при h>450 мм. В опасных зонах элементов целесообразно применять замкнутую поперечную арматуру. Она предохраняет стержни сжатой зоны от потери устойчивости и преждевременного разрушения бетона. В элементах, работающих на изгиб с кручением, вязаные хомуты должны быть замкнутыми с перепуском их концов на 30 d. В сварных каркасах все поперечные стержни должны быть приварены к угловым продольным стержням, образуя замкнутый контур.

Армирование верхнего (a) и промежуточных (б, в) крайних узлов монолитных рам.

Сопряжения ригеля с концом колонны в монолитных железобетонных каркасах выполняются по схеме на рис. Нижние стержни пролетной арматуры ригеля заводятся за внутренние грани колонн на величину их анкеровку. Верхние стержни опорной арматуры ригеля заводятся в колонну и обрываются в одном или в двух сечениях. При больших эксцентриситетах приложения продольного усилия в колоннах часть их продольных стержней, но не менее двух, пропускается в ригель на величину анкеровки от внутренней грани стойки. Причем чем больше радиус загиба стержней, тем выше несущая способность узла.

 

СНиП 52–01–2003. Бетонные и железобетонные конструкции. Основные положения. М., 2004. С. 24.

Пособие по проектированию бетонных и железобетонных конструкций из тяжелых и легких бетонов без предварительного напряжения арматуры (к СНиП 2.03.01–84). М.: ЦНИИПромзданий Госстроя СССР, НИИЖБ Госстроя СССР, 1989. 192 с.

СНиП 2.01.07–85. Нагрузки и воздействия. М., 1988. 34 с.

 

Похожие статьи:

Не удается найти страницу | Autodesk Knowledge Network

(* {{l10n_strings.REQUIRED_FIELD}})

{{l10n_strings.CREATE_NEW_COLLECTION}}*

{{l10n_strings.ADD_COLLECTION_DESCRIPTION}}

{{l10n_strings.COLLECTION_DESCRIPTION}} {{addToCollection.description.length}}/500 {{l10n_strings.TAGS}} {{$item}} {{l10n_strings.PRODUCTS}} {{l10n_strings.DRAG_TEXT}}  

{{l10n_strings.DRAG_TEXT_HELP}}

{{l10n_strings.LANGUAGE}} {{$select.selected.display}}

{{article.content_lang.display}}

{{l10n_strings.AUTHOR}}  

{{l10n_strings.AUTHOR_TOOLTIP_TEXT}}

{{$select.selected.display}} {{l10n_strings.CREATE_AND_ADD_TO_COLLECTION_MODAL_BUTTON}} {{l10n_strings.CREATE_A_COLLECTION_ERROR}}

Оболочка, Плита или Стена – что выбрать в типе армирования пластин?

При создании материала для армирования ж/б конструкций, тип Пластина, есть этап выбора вида расчёта.

Фрагмент окна задания настроек типа армирования Пластина, с раскрывающимся списком Вид расчёта

В раскрывающемся списке присутствуют три вида расчёта: Оболочка, Плита, Стена. В рамках данной статьи, поговорим о том, в каких случаях, какой из них требуется применять, и как избежать ошибок при назначении?

Ключевые отличия видов расчёта Оболочка, Пластина, Стена

Информация из справки ПК ЛИРА САПР, раздел Материалы для расчёта Ж/Б конструкций (Тип Пластина):

  • Стена (Сжатие/Растяжение) — учитывается действие осевых сил;
  • Плита (Изгиб) — учитывается действие изгибающих и крутящих моментов, а также перерезывающих сил;
  • Оболочка (Изгиб, Сжатие/Растяжение) — учитывается действие изгибающих и крутящих моментов, осевых и перерезывающих сил.

Так, например, если в конструкции действуют только изгибающие моменты (свободно опертая плита), то, наиболее рационально, назначить ей вид Пластина.

Внимание! Если в той же конструкции будут действовать мембранные усилия (Nx, Ny), то, при выборе вида расчёта Пластина, программа их не будет учитывать.

Перед назначением вида расчёта элементам пластин, из которых смоделирована какая-либо конструкция, следует выполнить анализ напряжённо-деформированного состояния данной конструкции.

Применение различных типов КЭ, при расчёте строительных конструкций, моделируемых из пластин

В ПК ЛИРА САПР существует возможность назначать конечным элементам одного и того же вида (Пластины), разные типы КЭ. Основные разновидности типов КЭ для пластин:

КЭ11 – элемент плиты, в котором могут действовать изгибающие и крутящие моменты, а также, перерезывающие силы;

Схема внутренних усилий в элементе плиты

КЭ 23 – элемент балки-стенки, находящийся в плоском напряжённо-деформированном состоянии;

Схема внутренних усилий в элементе балки-стенки

КЭ 41 – элемент оболочки, в котором могут действовать изгибающие и крутящие моменты, осевые и перерезывающие силы;

Схема внутренних усилий в элементе оболочки

Примеры применения различных типов КЭ для моделирования работы строительных конструкций:

Тип КЭ Конструкции Возникающие внутренние усилия Вид расчёта, при подборе арматуры
КЭ 11 Свободно опертая плита, ростверк Мх, Му, Мху, Qx, Qy Плита
КЭ 23 Стена в плоском напряжённо-деформированном состоянии Nx, Ny, Txy Стена
КЭ 41 Жёстко оперные плиты перекрытия. Стены подвалов, подпорные стены Nx, Ny, Txy, Мх, Му, Мху, Qx, Qy Оболочка

Видео о различиях работы КЭ плиты, оболочки и балки стенки: https://youtu.be/mSOl2SKs-Qw

Что будет, если вид расчёта назначить неправильно?

Проведём численный эксперимент, в котором будем выполнять подбор арматуры для одной и той же конструкции, в одном и том же напряжённо-деформированном состоянии, но, применяя разные виды расчёта.

В качестве исходной конструкции, принимаем железобетонную плиту, жёстко опертую на железобетонные стены. В плите возникают все виды внутренних усилий (Nx, Ny, Txy, Мх, Му, Мху, Qx, Qy).

Выполним подбор армирования в плите разными способами (видами) расчёта.

Результат подбора армирования, при расчёте оболочки. В расчёте учтены все внутренние усилия


Результат подбора армирования, при расчёте плиты. В расчёте учтены только усилия Mx, My, Mxy, Qx, Qy


Результат подбора армирования, при расчёте стены. В расчёте учтены только усилия Nx, Ny, Txy

Как видно, из результатов эксперимента, разные виды расчёта, при подборе армирования, дают разные результаты, из-за того, что в расчёте учитываются разные группы усилий.

Дополнительные рекомендации по назначению видов расчёта

При выборе вида расчёта Стена, программа блокирует ввод данных в полях расстояний к ц.т. арматуры A1Y, A2Y. В оставшихся полях A1X, A2X, следует ввести величину равную половине высоты сечения плиты, т.к. алгоритм расчёта стены (балки-стенки) подразумевает, что в ней находится только один слой арматуры, в плоскости срединной поверхности.

Настройка расстояний к ц.т. арматуры, при выборе вида расчёта Стена

Анализ напряженного состояния железобетонных балок-стенок Текст научной статьи по специальности «Строительство и архитектура»

СТРОИТЕЛЬНЫЕ КОНСТРУКЦИИ

УДК 624.023.9.14

В.А.Тесля АНАЛИЗ НАПРЯЖЕННОГО СОСТОЯНИЯ ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫХ БАЛОК-СТЕНОК

В строительной технологии находят широкое применение железобетонные элементы, работающие по схеме плоского напряженного состояния. К таким элементам можно отнести несущие наружные ограждающие панели промышленных и гражданских зданий, вертикальные стенки бункеров, внутренние несущие стены крупнопанельных домов и др.

Особого внимания заслуживают теоретические разработки несущей способности железобетонных балок-стенок (дальше по тексту — балка) при учете упругой работы бетона сжатой зоны и характера тре-щинообразования при незначительном наличии пластических деформаций в растянутой зоне сечения. В связи с этим представляет определенный интерес анализ напряженного состояния при условиях различного опи-рания и загружения балок. На практике балки воспринимают равномерно распределенную нагрузку или нагрузку с максимальной величиной интенсивности посредине пролета, при различных значениях опорных ¡5™

у

площадок по размеру их длины с при заданной толщине 8 (рис.1).

Напряженное состояние балок при действии равномерно распределенной нагрузки по сравнению с напряженным состоянием при треугольной мало чем отличается. Ниже будет дан анализ, в основном при загру-жении балок равномерно распределенной нагрузкой.

Определение напряжений производилось с использованием метода сеток в приложении к расчету пластин и оболочек. Метод сеток или метод конечных разностей нашел широ-

кое применение в практике инженерных расчетов с применением ЭВМ, что позволяет решать систему уравнений при множестве неизвестных. Основная идея метода состоит в замене точных значений производных их приближенными значениями через конечные разности или дискретные значения функций [1].

Для анализа напряженного состояния рассчитывались железобетонные балки при отношении /3=Ъ:а=0,5;0,15 и 1.

Значения длины опирания балок с — от 0,05а до 0,40а с шагом

Рис. 2. Вид эпюр напряжений сх и су

Рис.1. Расчетная схема загружения балок

1 05а с 2 0.59 7 3 0.59 8 4 0.39 9

40а 05а 11 0.32 7 0.89 12 0.40 8 0.71 13 0 24 9 0.3С 14

40а 05а 1с 0.4С ‘2 0.90 17 0.55 13 °.42 10 0.32 11 0.19

40а 21 0.38 17 0 22 0.45 18 0 23 0.2С 19 0 24

0

0

X

С

С

а

а

Рис. 18

/ 21 Ч )у // 22 Ф 23

множитель q/5

Рис.6. Главные напряжения -ст и+стЛ при а=0.05

0,05а. Такой объем вычислений произвести анализ напряженно-

на ЭВМ позволил более полно го состояния. При всех значени-

ях а=с:а эпюры напряжений сх, су и тху имеют одинаковые очертания для балок одинаковых значений Д изменялись лишь абсолютные значения напряжений в зависимости от вида и величины нагрузок. Необходимо было отыскать упомянутые напряжения по 24 точкам напряженного состояния, что составляет 576 значений. Эпюры сх и су приведены на рис.2, тху на рис.3. Напряжения тху имеют максимальные значения в точках 11,16 первой вертикали от опоры с последующим снижением своих значений в точках второй и третьей вертикали, посредине пролета балки эти напряжения отсутствуют./5 — напряжения возрастают более чем в 13 раз (рис.4).

Вертикальные напряжения сжатия су в опорных частях балки по сравнению с сх возрастают более значительно. Так для крайней грани балки (точка 20) они составляют сх21 = 7,20g/S при а=0,05. Значительные напряжения су в опорных частях балки при относительно малых значениях а создают при наличии скалывающих напряжений тху крайне на-

Сх

8

8

5

10

20

Таблица 1

№№ то- чек а=0.05 а=0,40 Главные напряжения

с с ?ху с су Тху а=0,05 а=0,40

стс + стґ стс + стґ

20 0 7,20 0 0 2,50 0 7,200 0 2,500 0

16 0,02 1,18 0,90 0,18 1,92 0,38 1,671 0,471 1,949 -0,051 сжатие

12 0,34 0.61 0,71 0,10 0,83 0,55 1,198 0,248 1,125 0,195

21 2,11 0,40 0 0,16 2,28 0 2,110 -0,400 сжатие 2,282 -0,160 сжатие

17 0,59 0,19 0,42 0,41 0,59 0,49 1,149 0,369 0,996 0

13 0,21 0,55 0,36 0,10 0,54 0,32 0,778 0,018 0,704 0,068

пряженное состояние в бетоне, при котором резко возрастают главные напряжения сжатия -стс и главные напряжения растяжения + ст1 (рис.6,7), что вызывает образование трещин и сечение нуждается в дополнительном армировании, так как возникающие напряжения, как правило, превышают расчетные сопротивления бетона на сжатие Яь и растяжение Яь. Напряжения су стабилизируются только при а>30, при этом их значения ниже максимальных более чем в 2 раза (рис.5).

На рис. 6 и 7 приведены эпюры главных напряжений стс и в точках 20,16,12 и

21,17,13 наклонных сечений при значениях а=0,05 и а=0,40.

Проследим изменение разницы между напряжениями растяжения с по нижней грани с напряжениями сжатия схс по верхней грани балок для различных значений а (рис.8). Из графика отношений схй/схс, видно, что напряжения растяжения по нижней грани всегда больше напряжений сжатия по верхней грани балок. По эпюрам напряженного состояния положение нейтральной оси находится ближе к нижней грани, т. е. она (ось) проходит не посредине высоты балок. Такое положение диктует нелинейное изменение напряжений по вертикали, что, в свою очередь, не дает возможность определять напряжения по формуле Навье. Разница в напряжениях с по сравнению с схс возрастает бо-

—СТст сжатие

_6___________7_

+Ост растяжение

ъ \ я

\ 16 / /7 17 О // // / 18

Ґ 21 Ч / // 22 С? 23

множитель ц/5

Рис. 7. Главные напряжения -сст и+сш при а=0.40

Рис. 8. График отношений с /схсі в зависимости от а

лее значительно по вертикали в точках, находящихся ближе к опорным частям балок при малых значениях а.

До сих пор мы рассматривали напряженное состояние балок при отношении Р=Ь/а=0,5. Представляет определенный интерес закономерность изменения высоты растянутой зоны сечения И при возрастании высоты балок И. С

этой целью были определены напряжения сх, су для балок со значениями ¡=0,75 и ¡=1.

Выявлена закономерность -при увеличении высоты балок величина растянутой зоны сечения уменьшается, соответственно высота сжатой зоны Нс возрастает. При этом напряжения сжатия схс значительно падают, особенно это наблюдается для балок с ¡3=1 когда напряже-

8

8

5

5

10

10

15

15

20

20

ния растяжения схі в 3,80 раза различных значений а не на-

больше напряжений сжатия схс блюдается, за исключением

(рис. Схс

«Л“ И

Рис. 9. График изменения значений £ и ц

Рис.10. График изменения схі / схс

Изменение высоты зоны растяжения И происходит незначительно в зависимости от вида нагрузок. Минимальная высота наблюдается при равномерно распределенной нагрузке (рис.9).

Из напряженного состояния балок видно, что по нижней грани возникают напряжения растяжения с в % раз больше по сравнению с напряжениями сжатия схс, наблюдаемых по верхней грани. Это наглядно видно на графике рис.10.

На графике приведены значения которые относятся к четырем вертикальным сечениям расположенным по длине балки с шагом 0,25а (рис. 2). Максимальные напряжения имеют место по вертикали в середине пролета, при этом значительных изменений % для

женной у опоры — %4.(ф£/Яы)-5]/2п , (1) здесь г/=И/И п=Ез/Ев 3- толщина стенки балки, И — высота растянутой зоны сечения.

Для балок с ¡=0,5 при действии равномерно распределенной нагрузки коэффициент ф24 равен 2,34. Для а=0,25 и г]=0,466 определим количество арматуры при нагрузке в 6 тсм для балки из бетона В25 (Еь=275 103 кгс/см2) и арматуре класса АШ(Еь=200-104 кгс/см2). Арматуры в этом случае потребуется в количестве 8,985 см2,что составляет 0,34% армирования. Это больше минимального процента армирования равного 0,05% согласно требований норм, см.табл.38 [2].

Армирование нижней растянутой зоны сечения несколько повышает трещиностой-кость, что в свою очередь дает возможность увеличить действующую нагрузку. Напряжения су возрастают до значений Су=[ Яы(1+2пЛ/ И3)]/а(р1 (2)

Здесь фi — безразмерный коэффициент по нижней грани сечения балки на середине пролета, а Лз- суммарное количество арматуры, установленной по высоте балки в ее растянутой зоне. При этом напряжения су не достигают расчетных сопротивлений Яь, поэтому нет необходимости изменять размеры толщины балки 3 и длины опорной части с, если с> 0,05а. При отсутствии трещин несущая способность балок достаточно велика.

По результатам натурных испытаний кратковременными нагрузками установлено, что первые трещины образуются значительно раньше того состояния, когда в продольной арматуре напряжения достигают текучести. Нагрузки, которые вызывают в нижней арматуре напряжения близкие к текучести, больше нагрузок, при

которых фиксируются первые трещины в 1,7-2,5 раза, в зависимости от прочностных характеристик бетона на растяжение и процента армирования балок.

Изменение напряжений в растянутой арматуре характеризуется линейной зависимостью от величины действующей нагрузки в начальный период за-гружения до образования первых трещин. После образования первых трещин напряжения резко возрастают, потом несколько выравниваются, а дальнейшее раскрытие трещин стабилизируется. В момент достижения в растянутой арматуре напряжений близких к стт, средняя величина раскрытия трещин возрастает в 3-4 раза при максимальном их раскрытии не более 0,3 мм., при этом происходит интенсивное трещинооб-разование. Характерным является раскрытие вновь образовавшихся трещин, которые по интенсивности своего развития превосходят ранее образовавшиеся. В то время, когда крайние трещины, которые находятся ближе к опорным частям все время возрастают по высоте и по ширине раскрытия, трещины средней зоны по пролету балок стабилизируются как по размеру своей высоты так и по раскрытию. До момента образования первых наклонных трещин величина раскрытия ранее образовавшихся первых трещин посредине длины балок незначительная не более 0,2 мм.

При опирании железобе-

тонных балок непосредственно на опорные части, что соответствует действительной работе подобных конструкций в промышленном и гражданском строительстве, возникает защемление балок на опорах, что в начальный период при нагрузках равных 0,4+0,5 Мт создает условия при которых снижаются напряжения в продольной арматуре и тем самым увеличивается момент начального тре-щинообразования.

Заключение.

1. Железобетонные балки-стенки обладают высокой несущей способностью. При отношении ¡=Ь/а< 0,5, они напоминают обычные изгибаемые элементы, но при этом их напряженное состояние во многом зависит от относительной величины опорных частей а=с/а. В целях недопущения значительных напряжений в опорных частях значение а необходимо принимать не менее 0,15 с обязательным выполнением расчета на смятие. При уменьшении опорной длины с потребуется изменение толщины и дополнительное армирование.

2. Эксплуатационная пригодность балок-стенок должна определяться не только по их несущей способности, но и сопротивляемости трещинообра-зованию. При допущении фактора использования несущей способности по сжатой зоне, когда в бетоне напряжения будут достигать расчетных Яь, в

растянутой зоне будут образовываться трещины, по раскрытию которых эксплуатировать конструкцию становится невозможно./3. В этом случае %=3,8. Высота растянутой зоны составляет 0,245И. Такие балки-стенки нуждаются в другой методике расчета с учетом решения вопросов обеспечения их устойчивости.

СПИСОК ЛИТЕРАТУРЫ

1. Справочник проектировщика промышленных, жилых и общественных зданий и сооружений. Кни-га2.-М.: Стройиздат,1973.-416с.

2. СниП 2.03.01-84.Бетонные и железобетонные конструкции.-М.:ЦИТП Госстроя СССР, 1996.-75с.

□ Автор статьи:

Тесля

Виктор Андреевич — доцент каф. строительных конструкций

Курс обучения «Расчёт балки-стенки и плиты»

Курс среднего уровня сложности по расчёту металлических пластин и железобетонных плит для инженеров-проектировщиков, конструкторов, расчётчиков. Обучение на базе учебного центра в Челябинске. Заключается официальный договор. Выдаётся сертификат установленного образца.

Программа занятий

1 день

Введение


  • Знакомство со слушателями и обзор курса
  • Реальный объект, его модель и расчётная схема. Этапы моделирования (идеализация формы, материала, внешних сил и опор при выборе расчётной схемы)
  • Методы расчёта стержневых, континуальных и комбинированных систем на статические и динамические воздействия. О реализации метода конечных элементов (МКЭ) в ПК «ЛИРА-САПР», об объектах расчётной МКЭ-модели
  • Описание классического (ниспадающее меню и панели инструментов) и ленточного интерфейса окна приложения ПК «ЛИРА-САПР». Режимы работы со схемой. Контекстное меню. Статусная строка. Рабочее окно и окно графического контейнера. Диалоговое окно «Признак схемы» новой задачи.
  • Ответы на вопросы

Примечание. «НДС» далее по тексту означает напряжённо-деформированное состояние. 

Моделирование и анализ напряжённо-деформированного состояния пластинки в условиях плоского напряжённого состояния (балка-стенка)

  • Постановка задачи
  • Приближённость численного решения задачи в МКЭ
  • Формирование геометрии расчётной модели двумерной задачи «с нуля» (задание узлов и конечных элементов). Описание жёсткости, наложение связей, приложение нагрузок
  • Анализ результатов расчёта задачи (мозаики и изополя перемещений и напряжений, эпюры по сечению). Пояснения к интерпретации усилий в двумерных областях (местные оси пластин; согласованные местные оси пластин)
  • Расчёт главных и эквивалентных напряжений по различным теориям прочности (система «Литера»). Вычисление форм потери устойчивости пластинки (система «Устойчивость»)
  • Оценка влияния на НДС местного ослабления
  • Описание исходных данных для подбора армирования пластинчатых КЭ
  • Ответы на вопросы

Практическое задание №1

Моделирование и расчёт НДС балки-стенки
Анализ первых результатов расчёта

Практическое задание №2

Редактирование расчётной схемы балки-стенки
Анализ результатов расчёта и подбора армирования

2 день

Моделирование и анализ напряжённо-деформированного состояния изгибаемой пластинки (плиты)

  • Постановка задачи (классификация плит, гипотезы)
  • Корректировка геометрии расчётной модели задачи, условий закрепления, нагрузок, таблиц расчётных сочетаний и исходных данных для подбора армирования пластинчатых КЭ
  • Анализ результатов расчёта задачи (мозаики и изополя перемещений и усилий). Пояснения к интерпретации усилий в двумерных областях (индексация погонных усилий)
  • Ответы на вопросы

Практическое задание №3

Моделирование, расчёт НДС и армирования изгибаемой плиты
Анализ результатов расчёта

Массивное тело в различных условиях нагружения

  • Постановка задачи
  • Приближённость численного решения задачи в МКЭ
  • Формирование геометрии расчётной модели массивного тела
  • Описание жёсткости, наложение связей, приложение нагрузок
  • Анализ результатов расчёта задачи (мозаики и изополя перемещений и напряжений)
  • Ответы на вопросы

Практическое задание №4

Моделирование и анализ результатов расчёта НДС.

* 1 акад. час = 45 мин

Расчет балок-стенок в RFEM | Dlubal Software

Фон

Расчет внутренних сил выполняется с учетом поведения упругого материала. Eine Scheibe trägt ihre Biegung mit einem nichtlinearen Verlauf der Normalkraft ab. Это распределение может варьироваться в зависимости от отношения высоты (h) к длине (l).

Pисунок 01 — nx

Чем меньше соотношение h/l, тем ближе распределение к прямой. Если вы выполняете расчет поверхности с использованием этих внутренних сил, результатом будет распределение требуемой продольной арматуры, которая соответствует клину.

Pисунок 02 — Требуемая продольная арматура

Однако такое расположение арматуры является неправильным, потому что расчет бетона основан на состоянии с трещинами. Напряжение арматуры на нижнем краю могло быть превышено слишком долго, в то время как верхние слои арматуры не были затронуты.
Как правило, в RFEM есть два варианта расчета:
  1. Оценка на основе сечений
  2. Расчет с использованием результирующего пучка
Оценка на основе сечений

Эту опцию следует применять всегда, если соотношение h/l> 0,5. После расчета требуемой арматуры в дополнительном модуле RF-CONCRETE Surfaces, к управляющим местоположениям применяется вертикальный разрез.
При расчете поперечной арматуры используется максимальное значение вертикальной арматуры (например, из as, 2, -z и as, 2, + z ), которое не уменьшается до тех пор, пока с обеих сторон не будет создан верхний край балки .
Для изгибаемой арматуры можно активировать опцию интерпретации результатов в подробных настройках диалогового окна сечения. Необходимо суммировать обе горизонтальные арматуры; например, as, 1, -z и as, 1,+z . Определенная общая продольная арматура определяется как сосредоточенная на нижней кромке сечения.

Pисунок 03 — Определение требуемой продольной арматуры

Согласно [1] , при расчете упругой плиты необходимо соблюдать следующие точки:

  • Концентрированное расположение полевой арматуры у нижнего края
  • Полевая арматура должна быть размещена по всей длине и закреплена на опорах с усилием 80%.
  • Для многопролетных балок, необходимо расположить прямые арматурные стержни с соответствующей длиной колен.
  • У многопролетных балок необходимо расположить половину опорной арматуры по всей длине пролета. Остаток вынимается с обеих сторон на длину L/3 по краю опоры без дополнительных длин анкеровки.
  • Нагрузки, действующие на днище, включая собственный вес, возникают между воображаемым полукругом с радиусом 0,5 L (L <H) и должны быть полностью применены с помощью подвесной арматуры. Усиление подвески должно поддерживаться на уровне L <H.
Расчет с использованием результирующего стержня

Эту опцию следует применять только с отношением h/l ≤ 0,5, в противном случае рычаг рычага считается благоприятным. Для оценки результатов и расчета в центре тяжести создается горизонтальный результирующий стержень. Прямоугольное сечение задается с размерами глубокой балки. В подробных настройках результирующего стержня нужно только выбрать соответствующую поверхность. Теперь дополнительный модуль RF-CONCRETE Members может выполнить расчет стержня на полученном стержне с интегрированными внутренними силами глубокого пучка.

Pисунок 04 — Результаты на результирующем стержне

Интерпретация и резюме

Оба результата могут существенно различаться в зависимости от геометрии и нагрузки. Основная причина заключается в различном допущении рычагов в расчете. В случае расчета поверхностей меньшее плечо рычага приводит к распределению деформаций, что приводит к увеличению требуемой арматуры.
При использовании результирующего стержня нет необходимости создавать несколько сечений и определять изгибаемую арматуру вручную. Кроме того, арматура расположена правильно.

Ориентир
[1] Rombach G.: Anwendung der Finite-Elemente-Methode im Betonbau. Berlin: Wilhelm Ernst & Sohn, 2010

Балки покрытия одноэтажных промышленных зданий — Студопедия

Балки покрытий могут иметь пролет 12 и 18 м, а в отдельных конструкциях — пролет 24 м. Очертание верх­него пояса при двускатном покрытии может быть трапе­циевидным с постоянным уклоном, ломаным или криво­линейным . Балки односкатного покры­тия выполняют с параллельными поясами или ломаным нижним поясом, плоского покрытия — с параллельными поясами. Шаг балок покрытий —6 или 12 м.

Наиболее экономичное поперечное сечение балок по­крытий— двутавровое со стенкой, толщину которой (60… 100 мм) устанавливают главным образом из условий удобства размещения арматурных каркасов, обеспечения прочности и трещиностойкости. У опор толщина стенки плавно увеличивается и устраивается уширение в виде вертикального ребра жесткости. 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 1/10…1/15/. Высоту сечения двускатной трапециевидной балки в середине пролета определяют 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 1/50…1/60l. Ширину нижней полки для удобного размещения продольной растянутой арматуры — 250… 300 мм.

Двускатные балки выполняют из бетона класса В25… В40 и армируют напрягаемой проволочной, стержневой и канатной арматурой. 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 для ограничения ши­рины их раскрытия) усиливают дополнительными по­перечными стержнями, которые приваривают к стальным закладным деталям. Повысить трещиностойкость приопорного 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 . 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 . 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 пролета h=l/12, высота сечения на опоре составит hon = l/24, а на расстоянии от опоры

Если принять рабочую высоту сечения балки h0 = βhх, изгибающий момент при равномерно распреде­ленной нагрузке

то площадь сечения продольной арматуры

Расчетным будет то сечение балки по ее длине, в ко­тором Asx достигает максимального значения. Для оты­скания этого сечения приравнивают нулю производную


Отсюда, полагая, что ζβ — величина постоянная и диф­ференцируя, получают

Из решения квадратного уравнения находят x = 0,37l. В общем случае расстояние от опоры до расчетного се­чения x= 0,35…0,4l.

Если есть фонарь, то расчетным может оказаться се­чение под фонарной стойкой.

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 можно выбрать оптимальный вариант 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 %.

Нагрузка от плиты на балки передается по грузовым площадям в виде- треугольников или трапеций (рис. 11.31, а, б).

Рис. 11.31. Расчетные схемы и армирование балок ребристых пере­крытий с плитами, опертыми по контуру

а — нагрузка от плиты по грузовым площадям в виде треугольников и трапе­ций; б распределение нагрузки по биссектрисам углов панели; в армиро­вание балок

Для определения этой нагрузки проводят биссектри­сы углов панели до их пересечения (см. рис. 11.31,6). Произведение нагрузки g+v (на 1 м2) на соответствую­щую грузовую площадь даст полную нагрузку на пролет балки, загруженной с двух сторон панелями: для балки пролетом

для балки пролетом

В свободно лежащей балке изгибающие моменты от такой нагрузки соответственно

Кроме того, следует учесть равномерно распределен­ную нагрузку qb, от собственного веса балки и части пе­рекрытия с временной нагрузкой на ней, определяемой по грузовой полосе, равной ширине балки Ь.

Расчетный пролет балок принимают равным расстоя­нию в свету между колоннами или расстоянию от оси опоры на стене (при свободном опирании) до грани пер­вой колонны. Для упрощения принимают расчетный про­лет балки равным пролету в свету между ребрами (с не­которой погрешностью в сторону увеличения расчетного пролета балки).

Изгибающие моменты с учетом перераспределения со­ставляют: в первом пролете и на первой промежуточной опоре

в средних пролетах и на средних опорах в средних пролетах и на средних опорах

где Моопределяют по формулам (11.41) и (11.42).

В трехпролетной балке момент в среднем пролете сле­дует принимать не менее момента защемленной балки

Порядок подбора сечения и принцип армирования балки такие же, как главной балки ребристого перекры­тия с балочными плитами. На опорах балки армируют седловидными каркасами (рис. 11.31, в), что позволяет осуществить независимое армирование в пересечениях на колоннах.


5. Конструирование и расчёт балок покрытия.

Нагрузка от плиты на балки передается по грузовым площадям в виде- треугольников или трапеций (рис. 11.31, а, б).

Рис. 11.31. Расчетные схемы и армирование балок ребристых пере­крытий с плитами, опертыми по контуру

а — нагрузка от плиты по грузовым площадям в виде треугольников и трапе­ций; б распределение нагрузки по биссектрисам углов панели; в армиро­вание балок

Для определения этой нагрузки проводят биссектри­сы углов панели до их пересечения (см. рис. 11.31,6). Произведение нагрузки g+v (на 1 м2) на соответствую­щую грузовую площадь даст полную нагрузку на пролет балки, загруженной с двух сторон панелями: для балки пролетом

для балки пролетом

В свободно лежащей балке изгибающие моменты от такой нагрузки соответственно

Кроме того, следует учесть равномерно распределен­ную нагрузку qb, от собственного веса балки и части пе­рекрытия с временной нагрузкой на ней, определяемой по грузовой полосе, равной ширине балки Ь.

Расчетный пролет балок принимают равным расстоя­нию в свету между колоннами или расстоянию от оси опоры на стене (при свободном опирании) до грани пер­вой колонны. Для упрощения принимают расчетный про­лет балки равным пролету в свету между ребрами (с не­которой погрешностью в сторону увеличения расчетного пролета балки).

Изгибающие моменты с учетом перераспределения со­ставляют: в первом пролете и на первой промежуточной опоре

в средних пролетах и на средних опорах в средних пролетах и на средних опорах

где Моопределяют по формулам (11.41) и (11.42).

В трехпролетной балке момент в среднем пролете сле­дует принимать не менее момента защемленной балки

Порядок подбора сечения и принцип армирования балки такие же, как главной балки ребристого перекры­тия с балочными плитами. На опорах балки армируют седловидными каркасами (рис. 11.31, в), что позволяет осуществить независимое армирование в пересечениях на колоннах.

Прогноз прочности на сдвиг тонких балок HSC без армирования стенок

  • 1.

    Subramanian N (2005) Оценка и повышение сопротивления продавливанию плоских плит на сдвиг с использованием HSC. The Indian Concr J 79 (4): 31–37

    Google ученый

  • 2.

    Ahmad SH, Fareed S, Rafeeqi SFA (2014) Прочность на сдвиг обычных и легких железобетонных тонких балок без армирования стенок. Civil Eng Arch 2 (1): 33–41

    Google ученый

  • 3.

    Куэнка Э., Серна П. (2013) Поведение при сдвиге предварительно напряженных сборных балок из самоуплотняющегося фибробетона. Constr Build Mater 45: 145–156

    Статья Google ученый

  • 4.

    Куэнка Э., Серна П. (2013) Виды разрушения и расчет на сдвиг предварительно напряженных пустотных плит перекрытий из фибробетона. Compos Part B 45 (1): 952–964

    Статья Google ученый

  • 5.

    Гандоми А.Х., Алави А.Х., Каземи С., Гандоми М. (2014) Формулировка прочности на сдвиг тонких RC-балок с использованием программирования экспрессии генов, часть I: без усиления сдвига. Постановление по автоматизации 42: 112–121

    Статья Google ученый

  • 6.

    Американский институт бетона (ACI). Отчет по высокопрочному бетону. ACI 363R-10, Американский институт бетона, Детройт, штат Мичиган,

  • 7.

    Хамрат М., Булекбач Б., Чемрук М., Амзиане С. (2010) Поведение при сдвиге ж / б балок без хомутов, сделанных из бетона нормальной и высокой прочности.Adv Struct Eng 13 (1): 29–41

    Статья Google ученый

  • 8.

    Gebreyouhannes E, Maekawa K (2011) Численное моделирование прочности на сдвиг и постпиковой пластичности армированного высокопрочного бетона в сочетании с автогенной усадкой. J Adv Conc Tech 9 (1): 73–88

    Статья Google ученый

  • 9.

    Maekawa K, Toongoenthong K, Gebreyouhannes E, Kishi T. (2006) Схема прямого интеграла по траекториям для моделирования усталости железобетона при сдвиге.J Adv Conc Tech 4 (1): 159–177

    Статья Google ученый

  • 10.

    Сагасета Дж., Воллум Р.Л. (2011) Влияние разрушения заполнителя на передачу сдвига через трещины в железобетоне. Mag Conc Res 63 (2): 119–137

    Статья Google ученый

  • 11.

    Carrasquillo RL, Nilson AH, Slate FO (1981) Свойства высокопрочного бетона, подверженного кратковременным нагрузкам.ACI J Proc 78 (3): 171–178

    Google ученый

  • 12.

    Мартинез С., Нильсон А.Х., Слейт Ф.О. (1982) Кратковременные механические свойства высокопрочного легкого бетона. Отчет об исследовании № 82-9, Отдел из Структурная инженерия, Корнельский университет

  • 13.

    Эльзанати А.Х., Нильсон А.Х., Slate FO (1986) Прочность на сдвиг железобетонных балок с использованием высокопрочного бетона. ACI J Proc 83 (2): 290–296

    Google ученый

  • 14.

    Коллинз М.П., ​​Кучма Д. (1999) Насколько безопасны наши большие слегка армированные бетонные балки, плиты и опоры? ACI Struct J 96 (4): 482–490

    Google ученый

  • 15.

    Тейлор HPJ (1974) Основные характеристики железобетонных балок при изгибе и сдвиге. ACI Special Pub 42: 43–78

    Google ученый

  • 16.

    Саркар С., Адван О., Бозе Б. (1999) Вклады напряжения сдвига и механизмы разрушения высокопрочных железобетонных балок.Mater Struct 32 (2): 112–116

    Статья Google ученый

  • 17.

    Тейлор HPJ (1970) Исследование сил, передаваемых через трещины в железобетонных балках при сдвиге за счет блокировки заполнителя. Технический отчет 42.447, SBN 721007384, Ассоциация цемента и бетона, Лондон

  • 18.

    Mphonde AG (1988) Блокировка заполнителя в высокопрочных железобетонных балках. Группа инженеров-строителей, Институт инженеров-строителей, Часть 2 85 (3): 397–413

  • 19.

    Адхикари Б.Б., Муцуёси Х. (2006) Прогнозирование прочности на сдвиг ж / б балок из стального волокна с использованием нейронных сетей. Constr Build Mater 20: 801–811

    Статья Google ученый

  • 20.

    Эльсанади Х.М., Аль-Саллум Я.А., Аббас Х., Альсайед С.Х. (2012) Прогнозирование прочностных параметров замкнутого бетона из стеклопластика. Состав Часть B 43 (2): 228–239

    Статья Google ученый

  • 21.

    Эльсанадеди Х.М., Аббас Х., Аль-Саллум Я.А., Альмусаллам Т.Х. (2014) Прогнозирование деформации разрыва промежуточных трещин в многослойных стеклопластиках с внешней связью в железобетонных балках и односторонних плитах. J Compos Constr. DOI: 10.1061 / (ASCE) CC.1943-5614.0000462

    Google ученый

  • 22.

    Шах А.А., Аббас Х., Алсайед С.Х., Аль-Саллум Ю.А., Альмусаллам Т.Х. (2012) Прогнозирование остаточной прочности поврежденного бетона с нелинейной ультразвуковой оценкой с использованием искусственной нейронной сети.Constr Build Mater 29: 42–50

    Статья Google ученый

  • 23.

    Американский институт бетона (ACI) (2011) Требования строительных норм и правил для конструкционного бетона и комментарии. ACI 318-11, Американский институт бетона, Детройт, MI

  • 24.

    Канадская ассоциация стандартов (CSA) (2004) Проектирование бетонных конструкций. CSA A23.3-04, Онтарио

  • 25.

    Fédération Internationale du Béton (fib) (2012) Типовой код 2010 — окончательный проект, Vol.1, бюллетень 65 и том. 2, Бюллетень 66, Лозанна

  • 26.

    Европейский комитет по стандартизации (2003) Еврокод 2: Проектирование бетонных конструкций — Часть 1-1: Общие правила и правила для зданий. Окончательный проект, prEN 1992-1-1, Брюссель

  • 27.

    CEB-FIP. Проектирование бетонных конструкций (1993) Код модели CEB-FIP 1990, Томас Телфорд, Лондон

  • 28.

    AS 3600-2009 (2009) Бетонные конструкции. Standards Australia International Ltd, Сидней

  • 29.

    Японское общество инженеров-строителей (JSCE) (2010) Стандартные спецификации для бетонных конструкций — 2007. Руководство JSCE для бетона № 15, Токио

  • 30.

    Cladera A, Mari AR (2004) Процедура расчета на сдвиг для армированных нормальных и высокопрочных бетонных балок с использованием искусственных нейронных сетей. Часть I: балки без стремян. Eng Struct 26: 917–926

    Статья Google ученый

  • 31.

    Веккио Ф.Дж., Коллинз М.П. (1986) Модифицированная теория поля сжатия для железобетонных элементов, подверженных сдвигу.ACI J 83–22: 219–231

    Google ученый

  • 32.

    Bentz EC, Vecchio FJ, Collins MP (2006) Упрощенная модифицированная теория поля сжатия для расчета прочности на сдвиг железобетонных элементов. ACI Struct J 103 (4): 614–624

    Google ученый

  • 33.

    Muttoni A (2008) Пробивная прочность железобетонных плит без поперечного армирования. ACI struct J 105 (4): 440–450

    Google ученый

  • 34.

    Шах А., Ахмад С. (2007) Экспериментальное исследование прочности на сдвиг высокопрочных бетонных балок. Asian J Civil Eng 8 (5): 549–562

    MathSciNet Google ученый

  • 35.

    Аль-Шалех К., Рахал К.Н. (2007) Поведение при сдвиге железобетонных балок K850 с низкой поперечной арматурой. Kuwait J Sci Eng 34 (2B): 35–54

    Google ученый

  • 36.

    Сагасета Дж., Воллум Р.Л. (2009) Нелинейный анализ методом конечных элементов критических на сдвиг высокопрочных бетонных балок.Arch Civil Eng Env 4: 95–105

    Google ученый

  • 37.

    Eisa ASA (2005) Прочность на сдвиг высокопрочных бетонных балок. Магистерская диссертация, Университет Загазига

  • 38.

    Ахмад С.Х., Халоо А.Р., Поведа А (1986) Прочность на сдвиг армированных высокопрочных бетонных балок. ACI J 83 (2): 297–305

    Google ученый

  • 39.

    Kim J, Park Y (1994) Прочность на сдвиг армированных высокопрочных бетонных балок без армирования стенок.Mag Concr Res 46 (166): 7–16

    Статья Google ученый

  • 40.

    Мустафа М.Т. (1999) Поведение высокопрочных бетонных балок. Докторская диссертация, Александрийский университет

  • 41.

    Mphonde AG, Frantz GC (1984) Испытания на сдвиг высокопрочных и низкопрочных бетонных балок без хомутов. ACI J 81 (4): 350–357

    Google ученый

  • 42.

    Пендяла Р.С., Мендис П. (2000) Экспериментальное исследование прочности на сдвиг высокопрочных бетонных балок.ACI Struct J 97 (4): 564–571

    Google ученый

  • 43.

    Шин С., Ли К., Мун Дж., Гош С.К. (1999) Прочность на сдвиг армированных высокопрочных бетонных балок с отношением пролета к глубине от 1,5 до 2,5. ACI Struct J 96 (4): 549–556

    Google ученый

  • 44.

    Юн Ю., Кук В. Д., Митчелл Д. (1996) Минимальная поперечная арматура в обычных, средних и высокопрочных бетонных балках.ACI Struct J 93 (5): 576–584

    Google ученый

  • 45.

    Xie Y, Ahmad SH, Yu T, Hino S, Chung W (1994) Пластичность при сдвиге железобетонных балок из нормального и высокопрочного бетона. ACI Struct J 91 (2): 140–149

    Google ученый

  • 46.

    Cladera A, Mari AR (2005) Экспериментальное исследование высокопрочных бетонных балок, разрушающихся при сдвиге. Eng Struct 27: 1519–1527

    Статья Google ученый

  • 47.

    Perera SVT, Mutsuyoshi H (2013) Поведение при сдвиге армированных высокопрочных бетонных балок. ACI Struct J 110 (1): 43–52

    Google ученый

  • 48.

    Али С. (2001) Поведение при изгибе и сдвиге высокопрочных бетонных балок. Магистерская диссертация, Университет инженерии и технологий, Taxila

  • 49.

    Grimm R (1997) Влияние параметров механики разрушения на изгиб и сопротивление сдвигу высокопрочных бетонов.Кандидат наук. Диссертация, Строительная инженерия Технического университета Дармштадта, Берлин (на немецком языке)

  • 50.

    Hallgren M (1994) Изгиб и прочность на сдвиг армированных высокопрочных бетонных балок без хомутов. ТРИТА-БКН. Bull.9, Департамент структурной инженерии, Королевский технологический институт, Стокгольм, стр. 1–49

  • 51.

    Подгорняк-Станик Б.А. (1998) Влияние прочности бетона, распределения продольной арматуры, количества поперечной арматуры и размер элемента по прочности на сдвиг железобетонных элементов.Докторская диссертация, Университет Торонто

  • 52.

    Морроу Дж., Вист И.М. (1957) Прочность на сдвиг железобетонных элементов каркаса без армирования стенок. ACI J 53 (3): 833–869

    Google ученый

  • 53.

    Remmel G (1991) Для определения поведения при растяжении высокопрочного бетона и его влияния на сопротивление сдвигу тонких элементов без армирования на сдвиг. Кандидат наук. Диссертация, Строительная техника Технического университета Дармштадта, Берлин (на немецком языке)

  • 54.

    Scholz H (1994) Модель поддержки боковых сил для компонентов без поперечной арматуры при разрушении бетона нормальной прочности и высокопрочного бетона. Отчеты из Бюллетеня по проектированию конструкций № 21, Технический университет Берлина (на немецком языке)

  • 55.

    Дрангшольт Г., Торенфельдт Э. (1992) Высокопрочный бетон. СП2 — пластины и оболочки. Отчет 2.1, прочность на сдвиг высокопрочных бетонных балок. SINTEF Structural Engineering — FCB, STF70 A92125

  • 56.

    Angelakos D, Bentz EC, Collins MP (2001) Влияние прочности бетона и минимальных хомутов на прочность на сдвиг крупных элементов.ACI Struct J 98 (3): 290–300

    Google ученый

  • 57.

    Адебар П., Коллинз М.П. (1996) Прочность на сдвиг элементов без поперечной арматуры. Canadian J Civil Eng 23 (1): 30–41

    Статья Google ученый

  • 58.

    Саландра М.А., Ахмад С.Х. (1989) Прочность на сдвиг армированных легких высокопрочных бетонных балок. ACI Struct J 86 (6): 697–704

    Google ученый

  • 59.

    Islam MS, Pam HJ, Kwan AKH (1998) Прочность на сдвиг высокопрочных бетонных балок с их точкой перегиба в пределах пролета сдвига. Proc. Inst Civ Eng Struct Build 128: 91–99

    Статья Google ученый

  • 60.

    Кулькарни С.М., Шах С.П. (1998) Отклик железобетонных балок при высоких скоростях деформации. ACI Struct J 95 (6): 705–714

    Google ученый

  • 61.

    Hallgren M (1996) Пробивная способность к сдвигу армированных высокопрочных бетонных плит.Кандидат наук. Диссертация, KTH Stockholm und TRITA-BKN: Бюллетень 23, Стокгольм

  • 62.

    Hanson JA (1961) Прочность на растяжение и сопротивление диагональному растяжению конструкционного легкого бетона. ACI J 58 (7): 1–39

    Google ученый

  • 63.

    Бухари И.А., Ахмад С. (2008) Оценка прочности на сдвиг высокопрочных бетонных балок без хомутов. Arab J Sci Eng 33 (2B): 321–336

    MathSciNet Google ученый

  • 64.

    Базант З.П., Пфайффер П.А. (1986) Испытания бетона на разрушение при сдвиге. Mater Struct J 19 (10): 111–121

    Статья Google ученый

  • 65.

    Papanicolaou CG, Triantafillou TC (2002) Перенос сдвига по поверхности раздела бетона из пемзового заполнителя и высокоэффективного бетона. Mater Struct J 35: 237–245

    Статья Google ученый

  • 66.

    Minelli F, Conforti A, Cuenca E, Plizzari G (2014) Способны ли стальные волокна смягчать или устранять размерный эффект при сдвиге.Mater Struct J 47: 459–473

    Статья Google ученый

  • 67.

    Шен Дж., Юртас И., Диагана С., Ли А. (2015) Экспериментальное исследование характеристик сдвига предварительно напряженных самоуплотняющихся бетонных балок без хомутов. Mater Struct J 48: 1291–1302

    Статья Google ученый

  • 68.

    Бажант З.П., Каземи М.Т. (1991) Влияние размера на разрушение балок без стремена при диагональном сдвиге.ACI Struct J 88 (3): 268–276

    Google ученый

  • 69.

    Fathifazl G, Razaqpur AG, Isgor OB, Abbas A, Fournier B, Foo S (2011) Оценка прочности на сдвиг балок из повторно использованного бетона (RRC). Eng Struct 33 (3): 1025–1033

    Статья Google ученый

  • 70.

    Abbas H, Alsayed SH, Almusallam TH, Al-Salloum YA (2011) Определение диаметра отверстия в тонких металлических пластинах, перфорированных сферическими снарядами, с использованием генетических алгоритмов.Archive Appl Mech 81 (7): 907–924

    Статья Google ученый

  • 71.

    Гандоми А.Х., Юн Г.Дж., Алави А.Х. (2013) Эволюционный подход к моделированию прочности на сдвиг глубоких балок из ЖБИ. Mater Struct 46: 2109–2119

    Статья Google ученый

  • 72.

    Эльсанадеди Х.М., Харун М.А. (2005) Рекомендации по сейсмическому проектированию приземистых кольцевых и прямоугольных железобетонных мостовых колонн с композитной оболочкой.ACI Struct J 102 (4): 505–514

    Google ученый

  • 73.

    Эльсанади Х.М., Аль-Саллум Я.А., Альсайед Ш.Х. (2013) Прогнозирование прочности на сдвиг при штамповке соединений HSC внутренних плит с колоннами. KSCE J Civil Eng 17 (2): 473–485

    Статья Google ученый

  • 74.

    Кани GNJ (1966) Основные факты, касающиеся разрушения при сдвиге. ACI J Proc 63 (6): 675–692

    Google ученый

  • 75.

    Игуро М., Шиоя Т., Нодзири Ю., Акияма Х (1985) Экспериментальные исследования прочности на сдвиг больших железобетонных балок при равномерно распределенной нагрузке. Японское общество инженеров-строителей (JSCE). Concr Libr 5: 137–154

    Google ученый

  • 76.

    Зарарис П.Д., Зарарис И.П. (2008) Прочность на сдвиг железобетонных балок при равномерно распределенных нагрузках. ACI Struct J 105 (6): 711–719

    Google ученый

  • 77.

    Reineck K-H, Bentz E, Fitik B, Kuchma DA, Bayrak O (2013) Базы данных ACI-DAfStb для испытаний на сдвиг тонких железобетонных балок со скобами. ACI Struct J 110 (5): 867–876

    Google ученый

  • 78.

    Caldentey AP, Padilla P, Muttoni A, Ruiz MF (2012) Влияние распределения нагрузки и переменной глубины на сопротивление сдвигу тонких балок без хомутов. ACI Struct J 109 (5): 595–603

    Google ученый

  • Разрушение при сдвиге двухпролетных неразрезных железобетонных балок без армирования стеной

    Заголовок: РАЗРУШЕНИЕ НА СДВИГ ДВУХПРОЛЕТНЫХ БЛОКОВ НЕПРЕРЫВНОГО ЖЕЛЕЗОБЕТОННОГО БЕТОНА БЕЗ УКРЕПЛЕНИЯ ПЕРЕКРЕПЛЕНИЯ
    Дата: июнь 1958 г.
    Объем: 3
    Выпуск: 1 Номер страницы: 10-53

    Автор (ы): ISSAC ZEKARIA
    https: // doi.org / 10.15554 / pcij.06011958.10.53

    Щелкните здесь, чтобы получить доступ к полной статье журнала

    Аннотация

    Испытания проведены на 12 двухпролетных сплошных предварительно напряженных бетонных балках прямоугольного сечения без арматуры стенок и без ненатянутой стали. Были использованы линейно преобразованные согласующиеся кабели, и все балки были подвергнуты последующему натяжению и залиты раствором. Настоящие испытания показали, что такие балки могут разрушиться при сдвиге до того, как балка наберет полную прочность на изгиб.Описываются режим и механизм таких отказов и сравниваются с отказами при изгибе. Справедливость уравнений упругости, используемых при вычислении главных напряжений в бетоне, была проверена экспериментально, но было обнаружено, что эти уравнения не в состоянии точно или полностью описывать фактическое поведение балок. Таким образом, они были сочтены непригодными в качестве критериев для прогнозирования режима отказа. Результаты испытаний показали, что существует определенная степень взаимодействия между сдвигом и изгибом, т.е.е. увеличение изгиба на участке снижает его несущую способность на сдвиг. Представлен анализ факторов, влияющих на разрушение при сдвиге в непрерывных предварительно напряженных бетонных балках, и введена новая концепция, число восприимчивости к сдвигу, величина которого проливает свет на уязвимость неразрезной балки к разрушениям при сдвиге и на поведение балка при выходе из строя. Кроме того, разница во внутреннем поведении балок, разрушающихся при сдвиге и изгибе, определяется измерениями изменения основных деформаций и ориентации главных осей с нагрузками в балках, имеющих высокие и низкие значения числа восприимчивости к сдвигу.

    Список литературы

    ZWOYER, E. M. и SIESS, C. P., «Предельная прочность на сдвиг предварительно напряженных бетонных балок с простой опорой без армирования сеткой», Труды Американского института бетона, Vol. 51, 1954-55.

    МОРИС, П. Б. и ЛЬЮИС, Х. Э., «Максимальная прочность двухпролетных непрерывных предварительно напряженных бетонных балок, подверженных влиянию трансформации сухожилий и ненапряженной стали», Технический отчет TRA / 186, Цемент и бетон. Association, май 1955 г.

    КЕЙС, ДЖОН, «Прочность материалов», Эдвард Арнольд и Ко., 1938.

    LIN, TY, «Проектирование предварительно напряженных бетонных конструкций», John Wiley & Sons, Inc., Нью-Йорк, 1955.

    BILLET, DF & APPLETON, JH, «Прочность на изгиб предварительно напряженных бетонных балок», журнал Американского института бетона, Vol. 25, No. 10, июнь 1954 г.

    ДЖЕНСЕН В. П., «Предел прочности железобетонных балок в зависимости от коэффициента пластичности бетона», Университет Иллинойса, Бюллетень инженерной экспериментальной станции 345, июнь 1943 г.

    Анализ конфигурации горизонтального армирования перемычки для пропускной способности и поведения глубокой балки с использованием моделирования методом конечных элементов

    Г. Агилар, А. Б. Матаморос, Г. Дж. Парра-Монтесинос, Дж. А. Рамирес, Дж. К. Уайт, «Экспериментальная оценка процедур расчета прочности на сдвиг глубоких железобетонных балок», ACI Structural Journal, Технический документ № 99S56, стр. 539–548 , 2003

    А. Арабзаде, Р. Агаяри, А. Р. Рахай, «Исследование экспериментальной и аналитической прочности на сдвиг железобетонных глубоких балок», Международный журнал гражданского строительства, Vol.9, № 3, стр. 207–214, 2011 г.

    Дж. Д. Д. Гарай-Моран, А. С. Любелл, «Поведение глубоких балок, содержащих высокопрочную продольную арматуру», ACI Structural Journal, Vol. 2016, 113, № 1. С. 17–28. DOI: https://doi.org/10.14359/51687910

    О.К. Азиз, М.А. Ихсан, С.А. Ясин, «Сравнение прочности на сдвиг высокоэффективных железобетонных глубоких балок без хомутов между ANSYS и экспериментальной работой», ZANCO Journal of Pure and Applied Sciences, Vol.30, № 1, стр. 73–84, 2018

    С. С. Патил, А. Н. Шайх, Б. Р. Ниранджан, «Экспериментальное и аналитическое исследование железобетонной глубокой балки», Международный журнал Mordern Engineering Research, Vol. 3, № 1, с. 45–52, 2013

    Э. Роммель, «Pengaruh jumlah tulangan bagi dan arah sengkang pada kemampuan geser balok tinggi», Jurnal Teknik Gelagar, Vol. 17, No. 1, pp. 17–25, 2006 (на индонезийском языке)

    Э. Роммель, «Пемакайский перкуатан гесер Продольный себагай упая пенингкатан капаситас балок тингги бетон бертуланг», Jurnal Teknik Sipil, Vol.13, No. 2, 2008 (на индонезийском языке)

    Н. К. Э. Юлиати, «Perilaku dan peningkatan kapasitas balok tinggi akibat perubahan rasio bentang geser terhadap tinggi efektif balok (a / d)», Dinamika Teknik Sipil, Vol. 7, No. 1, pp. 30–36, 2007 (на индонезийском языке)

    К. Мохамед, А. С. Фаргали, Б. Бенмокран, «Эффект армирования стенок в глубоких балках, армированных стеклопластиком», 7-я Международная конференция по композитам из стеклопластика в гражданском строительстве, Ванкувер, Канада, 20-22 августа 2014 г.

    О.Q. Азиз, С. А. Ясин, «Влияние типа и положения поперечной арматуры высокопрочных железобетонных глубоких балок», Al-Rafidan Engineering, Vol. 2013, 21, № 5, с. 69–79 DOI: https://doi.org/10.33899/rengj.2013.79576

    М. А. Ихсан, О. К. Азиз, С. А. Ясин, «Прогнозирование прочности на сдвиг высокопрочных железобетонных глубоких балок со стременами от ANSYS», Евразийский научно-технический журнал, Vol. 3, № 1, с. 212–221, 2017 DOI: https://doi.org/10.23918 / eajse.v3i1sip212

    Д. Качлакев, Т. Миллер, С. Йим, К. Чансават, Т. Потисук, Конечно-элементное моделирование железобетонных конструкций, усиленных слоистыми пластинами из стеклопластика, Заключительный отчет SPR 316, Департамент транспорта штата Орегон, 2001 г.

    А. Дж. Волански, Поведение при изгибе железобетонных и предварительно напряженных бетонных балок с использованием анализа методом конечных элементов, диссертация на степень бакалавра наук, Университет Маркетта, 2004 г.

    Д. Тжитради, Э. Элиатун, С.Тауфик, «3D ANSYS численное моделирование поведения железобетонной балки при различных механизмах сжатия», Международный журнал механики и приложений, Vol. 7, № 1, с. 14–23, 2017

    С. Поповичс, “Численный подход к построению полной кривой напряжения-деформации бетона”, Исследования цемента и бетона, Vol. 3, № 5, с. 583–599, 1973 DOI: https://doi.org/10.1016/0008-8846(73)

  • -3

    Р. Л. Карраскильо, А. Х. Нильсон, Ф. О. Слейт, «Свойства высокопрочного бетона при кратковременных нагрузках», Журнал Американского института бетона, Vol.78, № 3, с. 171–178, 1964

    С. Джоши, С. Пол, Б. Балакришнан, Д. Менон, «Момент кривизны секций железобетонных тавровых балок: численные и экспериментальные исследования», Третья международная конференция по достижениям в области гражданского строительства, строительства и строительства, Рим, Италия, 10-11 декабря 2015 г. DOI: https://doi.org/10.15224/978-1-63248-079-8-50

    Производительность толстых ж / б балок с различными комбинациями армирования стенок

    [1] С.К. Мадан, Г. Раджеш Кумар и С.П. Сингх: Азиатский журнал гражданского строительства (Строительство и жилищное строительство) Vol. 8, № 5 (2007) СТР. 479-489.

    [2] IS: 456-2000: Свод правил для простого и железобетона (четвертая редакция), Бюро стандартов Индии, Нью-Дели, (2000).

    [3] F.K. Конг, П.Дж. Робинс и Г. Sharp: Проектирование глубоких балок из ж / б в текущей практике, инженер-строитель, 54 (1975) 173-180.

    [4] Комитет ACI 318, Требования Строительных норм для конструкционного бетона (318-95) и комментарии, Американский институт бетона, Фармингтон-Хиллз, Мичиган, (1995).

    Теория разрушения железобетонных балок без арматуры стенок, подверженных изгибу и сдвигу.

    тезис

    опубликовано 19.11.2015, 08:58 Dotun. Adepegba

    Эта диссертация представляет собой исследование разрушения железобетонных балок без армирования стенок под действием изгиба и сдвига. Всего было испытано 39 монолитно-железобетонных балок различного сечения с двумя сосредоточенными нагрузками.Испытательные образцы и оборудование были разработаны для получения подробной информации о деформациях усадки и деформациях, вызванных нагрузкой в ​​бетоне до и после образования диагональных трещин растяжения. Поведение балок до разрушающей нагрузки было тщательно изучено и изучено. Особое внимание было уделено режиму образования и распространения трещин, а также поверхностям разрушения. Было рассмотрено влияние связи между бетоном и растянутой арматурой и вклад «силы дюбеля» в сопротивление сдвигу.Количественный анализ показывает, что разрушение при сдвиге не является разрывом сцепления и что «сила дюбеля» — это переменный параметр, который может принимать любое значение, включая ноль. На основе анализа расчетных деформаций и наблюдаемых явлений представлено простое и рациональное выражение для разрушения при сдвиге железобетонных балок, подверженных сосредоточенным нагрузкам. Считается, что это уравнение более точно отражает поведение железобетонных балок при изгибе и сдвиге, чем другие доступные уравнения.Предложенное уравнение было применено к другим тестовым данным от разных авторов, и результаты сравниваются с данными, полученными в рамках этого проекта. Обсуждаются ошибки, связанные с определением нагрузок диагонального растрескивания, и ненадежность визуальных наблюдений. Считается, что это исследование и анализ приведут к лучшему пониманию разрушения железобетонной балки при сдвиге и, следовательно, к более рациональной основе для проектирования арматуры стенки. Номинальное напряжение сдвига при образовании диагональных трещин и при разрушении при сдвиге сравнивается с допустимым напряжением сдвига в балках без арматуры стенки, рекомендованным Британскими и другими нормами практики. Было замечено, что эти допустимые напряжения, которые используются в настоящее время, равны слишком низкий, особенно для балок с отношением пролета к эффективной глубине менее 3.Поэтому предлагается рассматривать номинальное напряжение сдвига, основанное на реакции внешнего диагонального растрескивания, как допустимое напряжение для балок без арматуры стенки. Это обеспечит экономию и безопасность даже в более жестких условиях нагрузки, получаемых на практике.

    История

    Дата присуждения

    01.01.1966

    Принадлежность автора

    Машиностроение

    Наградное учреждение

    Университет Лестера

    Уровень квалификации

    Докторантура

    Докторантура

    9045 Язык ru

    Прочность на сдвиг глубоких балок из полимерно-армированного бетона, армированного фиброй, без армирования стенок

    Если у вас установлено соответствующее программное обеспечение, вы можете загрузить данные цитирования статей в выбранный вами менеджер цитирования.Просто выберите программное обеспечение менеджера из списка ниже и нажмите «Загрузить».

    Цитируется по

    1. Оценка положений кодов, прогнозирующих прочность бетона на сдвиг армированных FRP элементов без армирования на сдвиг

    2. Структурное поведение многослойных глубоких балок из FRCC, армированных торцевыми стержнями из стеклопластика

    3 Влияние базальтовых микроволокон на реакцию на сдвиг коротких бетонных балок, армированных стержнями из BFRP

    4. Улучшенная эмпирическая модель для коэффициента эффективности стойки и коэффициента деградации жесткости для прогнозирования прочности и прогиба глубоких балок из FRP RC

    5. Прогнозирование реакции на нагрузку и прогиб бетонных глубоких балок, армированных стержнями из FRP

    6. Оценка применимости метода размазанных трещин для моделирования поведения бетонных балок, армированных на изгиб стержнями из стеклопластика и разрушающихся при сдвиге

    7. Прочность на сдвиг непрерывных глубоких балок из бетона, армированного стекловолокном, без армирования сеткой

    8. Коэффициент полезного действия для бетонной стойки в форме бутылки в глубоких балках, армированных продольными стержнями из стеклопластика

    9. Эффект опоры Условия эксплуатации сплошных железобетонных глубоких балок

    10. Поведение жестко опертых и неразрезных бетонных глубоких балок, армированных стержнями из стеклопластика

    11. Моделирование механизмов сдвига и прочности бетонных глубоких балок, армированных стержнями из стеклопластика

    12. Экспериментальное и конечно-элементное исследование характеристик сдвига коротких балок из BFRP-RC

    13. Прогнозирование несущей способности непрерывных бетонных глубоких балок армированные стержнями из стеклопласта

    14. Экспериментальные испытания двухпролетных непрерывных бетонных глубоких балок, армированных стержнями из стеклопласта, и оценка подкосно-стяжного метода

    15. Прочность на сдвиг бетонных плит, армированных текстилем, без армирования на сдвиг

    16. Поведение короткопролетных бетонных элементов, внутренне армированных полимерными стержнями, армированными стекловолокном

    17. Прочность на сжатие сращенных внахлест стержней из стеклопластика колонны с разной длиной стыка

    18. Моделирование прочности на сдвиг глубокой балки, армированной высокопрочной сталью, без хомутов

    19. 3D конечно-элементное моделирование глубоких балок из стеклопластика без армирования на сдвиг

    20. Поведение бетонных балок, армированных исключительно продольными полимерными стержнями, армированными стекловолокном: экспериментальное исследование

    21. Поведение при сдвиге бетонных балок, армированных исключительно продольными полимерными стержнями, армированными стекловолокном: Аналитическая модель

    22. Экспериментальное исследование сдвиг глубоких балок из вторичного заполнителя, армированного BFRP, без хомутов

    23. Экспериментальная оценка геосинтетических материалов в качестве арматуры для торкретбетона

    24. Сопротивление сдвигу армированных глубоких балок из стеклопластика без армирования стенок

    25. Конечноэлементное параметрическое исследование поведения при сдвиге коротких балок из стеклопластика

    26. Двухпараметрический кинематический подход для определения прочности на сдвиг глубоких бетонных балок с Внутреннее армирование из стеклопластика

    27. Поведение при сдвиге геополимерных бетонных балок, армированных стержнями из стеклопластика

    28. Влияние продольного коэффициента армирования из стеклопластика на прочность на сдвиг бетонных балок без хомутов 2

    Параметрическое исследование прочности на сдвиг бетонных балок, армированных стержнями из стеклопластика

    30. Характеристики сдвига глубоких балок из стеклопластика без армирования стенок

    Экспериментальное исследование прочности на сдвиг высокопрочных арматурных глубоких балок с малым пролетом сдвига — Коэффициент глубины

    3.2. Процесс разрушения испытательных образцов

    Мы возьмем образец MDB3 в качестве примера, чтобы проиллюстрировать процесс разрушения глубоких балок с малым отношением пролета к глубине сдвига.От начала нагружения до первой трещины образец находится в стадии упругой деформации. Когда приложенная нагрузка достигает 12,61% от предельной нагрузки, вертикальные трещины изгиба начинают появляться около середины пролета образца. Длина трещины составляет около 1/6 высоты балки, а ширина трещины — около 0,04 мм. Регистрируемая нагрузка на растрескивание нормального сечения составляет 99 кН. Более десяти новых трещин изгиба постепенно образовались вокруг середины пролета по мере увеличения нагрузки, а ширина трещины медленно увеличивается, но эти трещины постепенно распространяются в продольном направлении до разрушения.Некоторые изгибные трещины простирались до 2/3 или 1/2 высоты балки, а максимальная ширина трещины была измерена 0,28 мм.

    Когда приложенная нагрузка увеличивается на 18,98% от предельной нагрузки, первая диагональная трещина шириной 0,06 мм и примерно 1/3 высоты балки наблюдается между правой нагружающей пластиной и опорной пластиной, а нагрузка на диагональное сечение трещины составляет 149 кН. Когда нагрузка продолжает увеличиваться до 25,47% от предельной нагрузки, новая диагональная трещина развивалась примерно на 1/3 высоты балки на левой опорной стороне вдоль линии между нагружающей пластиной и опорной пластиной.В то же время новая диагональная трещина появляется на правой стороне опоры вдоль линии между нагружающей пластиной и опорной пластиной, которая параллельна исходной диагональной трещине, и эта трещина быстро распространяется от нижней части балки до 2 / 3 высоты балки с шириной трещины около 0,12 мм. С тех пор с увеличением нагрузки диагональные трещины с обеих сторон распространяются в диагональном направлении, а также увеличивается ширина трещин. Когда нагрузка достигает 57,32% от предельной нагрузки, возникает диагональная трещина во всю длину с шириной трещины 0.С левой стороны опоры наблюдается 22 мм. Несколько новых диагональных трещин на внутренней стороне линии между правой загрузочной пластиной и опорной пластиной обнаруживаются с максимальной шириной трещины 0,82 мм. Когда нагрузка наконец достигает 95,54% от предельной нагрузки, ширина главной диагональной трещины на левой стороне опоры составляет около 0,62 мм, и образуются множественные диагональные трещины от стенки до верха балки на правой стороне опоры. при максимальной ширине трещины 1,66 мм. Образец издает легкий звук раскалывания бетона с увеличением приложенной нагрузки.Когда нагрузка достигает предельной нагрузки, балка внезапно и резко разрушается, поскольку бетон в зоне сжатия разрушается.

    Результаты испытаний показывают, что деформация бетона нормального сечения не соответствует предположению о плоском сечении в середине пролета образца [8,23,39], в то же время, с развитием трещин, нейтральное ось постепенно перемещается вверх, и формируется график в форме бутылки для деформации бетона наклонного участка. Рассматривая MDB3 в качестве примера, a представляет изменение деформации бетона среднего пролета нормального сечения в зависимости от высоты балки в упругой стадии, а влияние приложенной сосредоточенной нагрузки на деформацию бетона правой стороны диагонального сечения показано на b.Очевидно, что появление диагональных трещин приводит к перераспределению напряжений в образце и формирует систему сил дуги растяжения с учетом бетона между точкой нагружения и опорами в качестве софита. С увеличением нагрузки увеличивается сжимающая нагрузка на потолок балки и вершину арки. В результате вокруг области стенки балки образуется множество диагональных трещин, которые примерно параллельны линии между точкой опоры и точкой нагрузки.Бетон отслаивается сверху вниз. В итоге перекрытие бетонной балки разрушается, и окончательная форма разрушения — раздробление стойки. Режим отказа MDB3 показан в файле.

    Поверхностная деформация бетона испытуемого образца MDB3.

    Режим отказа дальнего луча.

    Для образца MDB8 не было размещено вертикальных хомутов, а количество армирования стенок значительно ниже, чем у других образцов. С образованием системы сил растяжения и увеличением приложенной нагрузки, трещина раскола по всей длине, которая примерно совпадает с главной диагональной трещиной на правой стороне балки, внезапно выходит наружу, и окончательный способ разрушения — это диагональное расщепление.Режим отказа MDB8 отображается в b.

    3.3. Анализ влияющих факторов

    3.3.1. Отношение пролета к сдвигу и глубины

    Отношение пролета к сдвигу к глубине имеет решающее значение для управления поведением сдвиговой способности глубоких балок [40]. Посредством исследования трех образцов глубокой балки, MDB1 (λ = 0,3), MDB2 (λ = 0,6) и MDB3 (λ = 0,9), влияние отношения пролета сдвига к глубине на механические характеристики высокопрочного железобетона глубокого перекрытия балки были проанализированы. Взаимосвязь между растрескивающей нагрузкой нормального сечения, растрескивающей нагрузкой диагонального сечения, предельной нагрузкой и отношением пролета к глубине сдвига проиллюстрирована на рис.Экспериментальные результаты подтверждают, что нагрузка растрескивания нормального сечения, нагрузка растрескивания диагонального сечения и предельная нагрузка образца все увеличиваются по мере уменьшения соотношения пролета сдвига и глубины, что согласуется с выводом испытаний в литературе [23,25,32].

    Кривая зависимости между λ и нагрузкой.

    По сравнению с MDB1, нагрузка на растрескивание MDB2 и MDB3 уменьшилась на 61,55% и 72,41% соответственно, диагональная нагрузка уменьшилась на 49,19% и 59,73% соответственно, а предельная нагрузка снизилась на 17%.86% и 28,63% соответственно. Это снижение предельной нагрузки может быть объяснено тем фактом, что действие связанной арки становится более неэффективным из-за уменьшения угла между диагональной бетонной стойкой и продольной осью (изменяет ширину стойки), когда расстояние между сдвигом и глубиной соотношение увеличивается. С увеличением расстояния между точкой нагружения и точкой опоры эффективность действия дуги снижалась.

    Влияние отношения пролета к глубине сдвига на прогиб в середине пролета показано на рис.Как и ожидалось, начальная жесткость и общий отклик образцов различаются в зависимости от соотношения пролета сдвига и глубины. По мере увеличения отношения пролета к глубине сдвига ожидается, что прогиб глубокой балки в середине пролета будет увеличиваться. Максимальный прогиб MDB1, MDB2 и MDB3 составляет 3,15 мм, 4,0 мм и 5,99 мм соответственно. С увеличением отношения пролета сдвига к глубине деформация изгиба испытательных образцов очевидна, эффективность действия дуги падает, а количество трещин в зоне пролета сдвига увеличивается, что приводит к резкому снижению жесткости. деградация.

    Кривая зависимости между λ и прогибом.

    Взаимосвязь между деформацией продольной арматуры и отношением пролета сдвига к глубине представлена ​​на рис. Перед растрескиванием образца сила сдвига в основном воспринимается бетоном, а напряжение арматуры очень мало. При том же уровне нагрузки деформация продольной арматуры увеличивается с увеличением соотношения пролета и глубины сдвига. Под действием предельной нагрузки продольные стержни не достигают предела текучести [41].

    Кривая зависимости λ от продольной деформации арматуры.

    отображает изменение горизонтального распределения арматурного пятна в зависимости от отношения пролета сдвига к глубине. Напряжение горизонтальной распределительной арматуры очень мало до появления трещин в диагональном сечении. Сила сдвига в основном переносится бетоном, но, поскольку возникли диагональные трещины, постепенно включается горизонтальная распределительная арматура, которая принимает на себя часть нагрузки сдвига вместе с бетоном.С увеличением приложенной нагрузки напряжение горизонтальной распределительной арматуры через диагональные трещины быстро увеличивается и, наконец, достигает предела текучести. Роль горизонтальной распределительной арматуры полностью задействована. Деформация горизонтального распределения арматуры увеличивается с увеличением отношения глубины пролета сдвига.

    Кривая зависимости между λ и горизонтальной распределенной деформацией арматуры.

    показывает, что изменение ширины диагональной трещины в зависимости от отношения пролета к глубине сдвига.На начальном этапе нагружения изгибные трещины и диагональные трещины появляются последовательно в середине пролета и в секции изгибного сдвига. Ширина трещин изгиба мала, и трещина перестанет распространяться в вертикальном направлении после медленного расширения до 1 / 2–2 / 3 общей высоты балки. Как только возникает диагональная трещина, она быстро расширяется, и ширина трещины намного больше, чем ширина трещины изгиба. Если предусмотрено определенное количество армирования стенки, возникают многочисленные диагональные трещины, и балка разрушается в зоне сжатия.С увеличением отношения пролета к глубине сдвига максимальная ширина трещины, соответствующая той же нагрузке, также увеличивается. Максимальная ширина трещины MDB1 – MDB3 составляет 1,40 мм, 1,04 мм и 1,66 мм соответственно.

    Кривая зависимости между λ и максимальной шириной трещины.

    3.3.2. Коэффициент продольной арматуры

    На основании экспериментального исследования MDB4 ( ρ s = 0,67%), MDB2 ( ρ s = 1,05%), MDB5 ( ρ s = 1.27%) проанализировано влияние коэффициента продольного армирования на механические характеристики высокопрочных железобетонных глубоких балок. Кривая зависимости между нагрузкой на растрескивание нормального сечения, нагрузкой на растрескивание в диагональном сечении, предельной нагрузкой и коэффициентом продольной арматуры испытательного образца показана на рис. При увеличении коэффициента продольного армирования с 0,67% до 1,27% влияние на растрескивающую нагрузку нормального сечения и растрескивающую нагрузку диагонального сечения испытательного образца незначительно, в то время как предельная нагрузка значительно возрастает, что хорошо согласуется с выводами предыдущее исследование [24].По сравнению с MDB4, растрескивающая нагрузка MDB2 почти такая же, растрескивающая нагрузка MDB5 увеличена на 7,19%, в то время как растрескивающая нагрузка диагонального сечения уменьшена на 37,12% и 38,46%, а предельная нагрузка увеличена на 20,46%. и 32,49% соответственно. Усиление продольного растяжения в нижней части балки влияет на сдвигающую способность балки за счет действия болта с пальцем, что не только сдерживает развитие наклонной трещины, но также улучшает характеристики передачи сдвига между наклонными поверхностями трещин.С увеличением коэффициента продольной арматуры предельная нагрузка значительно возрастает.

    Кривая зависимости между ρ s и нагрузкой.

    отображает соотношение между прогибом и коэффициентом продольной арматуры. Прогиб в середине пролета, соответствующий равной нагрузке, не меняется с увеличением степени продольной арматуры. Максимальный прогиб MDB4, MDB2 и MDB5 в середине пролета составляет 3,12 мм, 4,0 мм и 3,82 мм соответственно.В неглубоких балках коэффициент продольной арматуры оказывает значительное влияние на жесткость балки; в то время как в глубоких балках, вероятно, происходит разрушение при сдвиге, и коэффициент продольной арматуры мало влияет на жесткость балки. Таким образом, изменение коэффициента продольной арматуры оказывает меньшее влияние на прогиб глубокой балки.

    Кривая зависимости между ρ s и прогибом.

    Отношение между деформацией продольной арматуры и отношением продольной арматуры отображается в.До появления трещин в образце сила сдвига в основном поддерживается бетоном, а напряжение арматуры очень мало. Это наблюдение показывает, что арматура имела минимальное влияние на возникновение диагональных трещин.

    Кривая зависимости между ρ s и продольной деформацией арматуры.

    Это ясно показывает, что более высокий коэффициент продольной арматуры дает меньшую деформацию продольной арматуры при той же нагрузке. При предельной нагрузке деформации текучести продольных стержней не происходит.

    Кривая зависимости между горизонтальной распределяющей деформацией арматуры и коэффициентом продольной арматуры представлена ​​на рис. Поскольку диагональное сечение дает трещины, напряжение горизонтальной распределительной арматуры быстро увеличивается и достигает предела текучести, что связано с полным использованием горизонтальной распределительной арматуры. Деформация горизонтальной распределительной арматуры, соответствующая одинаковой нагрузке, уменьшается с увеличением отношения продольной арматуры.

    Кривая зависимости между ρ s и горизонтальной распределенной деформацией арматуры.

    Кривая зависимости ширины диагональной трещины от продольной степени армирования представлена ​​на рис. На начальном этапе нагружения изгибные трещины и диагональные трещины появляются последовательно в середине пролета и в секции изгибного сдвига. Ширина трещин при изгибе мала, и они не будут продолжать распространяться после медленного расширения до 1 / 2–2 / 3 высоты балки в вертикальном направлении.Образцы MDB4, MDB2 и MDB5 имеют множественные диагональные трещины, параллельные линии связи между точкой опоры и точкой нагружения. Наконец, компрессионная стойка разрушается в результате раздавливания. При увеличении коэффициента продольного армирования максимальная ширина трещины, соответствующая одной и той же нагрузке, в основном остается неизменной. Максимальная ширина трещины MDB4, MDB2 и MDB5 составляет 1,1 мм, 1,04 мм и 1,12 мм соответственно.

    Кривая зависимости между ρ s и максимальной шириной трещины.

    3.3.3. Коэффициент вертикального выступа

    Испытание посредством исследования четырех глубоких стержней балки MDB6 ( ρ sv = 0,50%), MDB2 ( ρ sv = 0,33%), MDB7 ( ρ sv = 0,25%), MDB8 ( ρ sv = 0) для изучения влияния вертикального распределения арматуры на механические характеристики высокопрочных железобетонных глубоких балок с малым отношением пролета к глубине сдвига. Кривая зависимости между нагрузкой на растрескивание нормального сечения, нагрузкой на растрескивание диагонального сечения, предельной нагрузкой и отношением вертикальных хомутов испытательных образцов показана на рис.При увеличении отношения вертикальных хомутов с 0% до 0,50% нагрузка растрескивания нормального сечения, нагрузка растрескивания диагонального сечения и предельная нагрузка глубокой балки незначительно изменяются, указывая на то, что отношение вертикальных хомутов не оказывает значительного влияния на способность к сдвигу глубокой балки, потому что в глубоких балках большая часть приложенной силы сдвига передается за счет действия стойки и стяжки. По сравнению с образцом для испытаний MDB8, нагрузка на растрескивание нормального поперечного сечения образцов для испытаний MDB7 и MDB2 уменьшается на 12.12% и 16,36% соответственно; в то время как растрескивающая нагрузка нормального поперечного сечения MDB6 увеличивается на 20,60%. По сравнению с MDB8, трещиностойкость диагональных участков испытательных образцов MDB7, MDB2 и MDB6 увеличивается на 17,05%, 10,58% и 76,47% соответственно. Предельные нагрузки испытательных образцов MDB7, MDB2 и MDB6 увеличиваются на 0,61%, 1,12% и 4,42% соответственно. Вертикальные хомуты могут контролировать развитие и ширину диагональных трещин, чтобы улучшить прочность на сдвиг и пластичность глубоких балок.Однако этими эффектами можно пренебречь [1], потому что в глубоких балках большая часть приложенной поперечной силы передается за счет действия стойки и стяжки.

    Кривая зависимости между ρ sv и нагрузкой.

    Кривая зависимости между прогибом и коэффициентом вертикального хомута показана на рис. Прогиб в середине пролета, соответствующий той же нагрузке, в основном остается неизменным с увеличением отношения вертикальных хомутов. Максимальный прогиб MDB6, MDB2, MDB7 и MDB8 в середине пролета составляет 3.29 мм, 4,0 мм, 3,8 мм и 2,98 мм соответственно.

    Кривая зависимости между ρ sv и прогибом.

    Кривая зависимости между деформацией продольной арматуры и соотношением вертикальных хомутов показана на рис. Перед растрескиванием образца бетон преимущественно противостоит приложенному напряжению сдвига, а арматура сдвига несет почти нулевое напряжение. Но дальнейшее увеличение отношения вертикальных хомутов не приводит к увеличению деформации продольной арматуры при постоянной нагрузке, и все продольные стержни не поддаются.

    Кривая зависимости между ρ sv и продольной деформацией арматуры.

    На рис. После растрескивания наклонного участка напряжение горизонтального распределительного стержня быстро увеличивается и, наконец, уступает, то есть роль горизонтального распределительного арматуры полностью исполняется. С увеличением соотношения вертикальных хомутов увеличивается и деформация горизонтальной распределительной арматуры, соответствующая той же нагрузке.

    Кривая зависимости между ρ sv и горизонтальной распределенной деформацией арматуры.

    показывает взаимосвязь между шириной диагональной трещины и соотношением вертикальных хомутов. На начальном этапе нагружения изгибные трещины и диагональные трещины последовательно возникают в середине пролета и изгибном срезе сдвига. Ширина изгибных трещин относительно мала, и они не будут продолжать расширяться после медленного распространения на 1 / 2–2 / 3 высоты балки в вертикальном направлении.Испытательные образцы MDB6, MDB 2 и MDB 7 имеют множественные диагональные трещины, параллельные линии связи между точкой опоры и точкой нагружения. Наконец, разрушение стойки при сжатии произошло из-за раздавливания бетона между наклонными трещинами; Образец MDB8 постепенно образовывал самую большую диагональную трещину и, наконец, был разрушен по всей длине диагонального раскола.