Железобетонная балка 12 м: Балки Железобетонные, размеры, цена, серия, гост

Содержание

Б 12-2 м по стандарту: Серия 3.501.1-165

Балки Б 12-2 м – являются одной из основных составляющих пешеходных мостовых переходов над железнодорожными путями. Они представляют собой довольно длинную конструкцию со сплошной однородной структурой из армированного бетона с поперечным сечением Т-образной формы. Сверху такие изделия имеют прямоугольную конфигурацию по всей длине. Эти изделия используются для создания основы тротуарной части воздушного сооружения шириной 3 метра. Технические особенности и рабочие чертежи типовых конструкций балок такого функционального назначения можно посмотреть в проектном альбоме Серии 3.501.1-165.

1. Варианты маркировки

При производстве балок на каждое произведенное изделие наносится буквенно-цифровое условное обозначение. В Серии 3.501.1-165 приведены варианты маркировки данных железобетонных изделий. Этот документ рекомендует, что на каждой балке надо указывать: тип изделия, вид используемой арматуры, длину пролета и тип соединения на торцах.

1. Б 12 к1к;

2. Б 12 к1м;

3. Б 12 к1вд;

4. Б 12 к1вм;

5. Б 12 к2д;

6. Б 12 к2м;

7. Б 12 к2вд;

8. Б 12 к2вм.

2. Основная сфера применения

Балки Б 12-2 м используются для обустройства мостовых пешеходных переходов над железнодорожными путями. Они используются для перекрытия пролетов между сваями. Такие армированные бетонные изделия предназначены равномерно распределять нагрузку от разнообразного покрытия пешеходных дорожек. Благодаря применению бетонов высокопрочных марок в процессе изготовления балок Б 12-2 м, они отличаются повышенными эксплуатационными параметрами: прекрасно переносят неблагоприятные факторы атмосферы: резкие перепады температурного режима, разнообразные атмосферные осадки, большие механические нагрузки. Как и другие элементы сборных конструкций пешеходных переходов, балки можно использовать при строительстве в различных регионах даже в тех, где температура опускается ниже -40С. Они способны выдерживать сейсмические колебания не более 6 баллов. С технологическими тонкостями их эксплуатации и сборки в мостовых сооружениях различного типа можно ознакомиться в нормативном техническом документе –

Серия 3.501.1-165, специально созданном для разнообразных элементов сборных железобетонных пешеходных мостов с пролетами.

3. Обозначение маркировка изделия

На железобетонные балки Б 12-2 м в соответствии с требованиями Серии 3.501.1-165 наносятся условные обозначения по буквенно-цифровой системе. Оно кратко предоставляет информацию о типоразмере, массе балки, способе использования арматуры. Например, если при расшифровке символов условной маркировки на боковой поверхности

балки Б 12-2 м, то можем получить следующую информацию узнаем, что обозначают:

1. Б – указывает на вид изделия ? балка;

2. 12 – длина балки в дециметрах;

3. 2 — нагрузка;

4. м – соединение балок осуществляется через монолитный стык.

Планируя возведение несущего каркаса для отсыпного бетонного резервуара, желательно обратить внимание на остальные параметры балки Б 12-2 м:

Длина = 12000;

Ширина = 1450;

Высота = 700;

Вес = 13000;

Объем бетона = 5,2;

Геометрический объем = 12,18.

4. Изготовление и основные характеристики

Организуя изготовление балок Б 12-2 м, любое специализированное предприятие основывается на информации, предоставленной в строительном проектном альбоме — Серия 3.501.1-165. В этом нормативном документе, специально разработанном специалистами, приведены различные варианты производства, рабочие чертежи типовых вариантов бетонных армированных изделий, схемы сборки пространственных каркасов и сеток, тонкости технологического процесса, правила приемки готовой продукции. Повышенные прочностные характеристики балок, используемых для сборки пешеходных мостов, достигаются за счет армирующих каркасов и усиливающих сеток. Для их изготовления применяют стальную рифленую горячекатаную упрочненную арматуру марки А-III. Ее соединение в пространственную конструкцию осуществляется методом вязания без сварки. Изготовление изделий этого вида производится в стальных кассетах методом вибрационного формования с использованием тяжелых бетонов класса В15-25, способных обеспечить повышенную водонепроницаемость, стойкость и прочность. Такие растворы предотвращают образование производственных и эксплуатационных трещин на поверхности блоков.

5. Транспортировка и хранение

Железобетонные балки Б 12-2 м рекомендуется хранить и перевозить надежно закрепив, исключив случайное самопроизвольное падение. При складировании изделий нужно избегать возможной деформации таких длинных изделий. Более подробно с условиями транспортировки и хранения армированных бетонных балок можно ознакомиться в Серии 3.501.1-165, специально разработанной для сборочных элементов пешеходных мостовых переходов.

Уважаемые покупатели! Сайт носит информационный характер. Указанные на сайте информация не являются публичной офертой (ст.435 ГК РФ). Стоимость и наличие товара просьба уточнять в офисе продаж или по телефону 8 (800) 500-22-52

Библиотека технической документации

ОбозначениеДата введенияСтатус
Серия ПК-01-06 Выпуск 8*. Рабочие чертежи балок с натяжением арматуры на упор06.06.1963Действует
Область применения: В выпуске 8* серии ПК-01-06 разработаны рабочие чертежи сборных предварительно напряженных железобетонных двускатных балок, бетонируемых в вертикальном положении, с проволочной, стержневой и прядевой арматурой, натягиваемой на упоры стенда Входит в:Заменяет собой:
Серия ПК-01-23 Балки для покрытий производственных зданий сборные струнобетонные стендового изготовленияНе действует
Серия ПК-01-23 Выпуск 1. Балки пролетом 6, 9, 12, 15, 18, 24 и 30 мНе действует
Входит в:
Серия ПК-01-115 Железобетонные балки пролетами 6 и 9 метров для покрытий с рулонной кровлейНе действует
Чем заменён:
Серия ПК-01-116 Сборные железобетонные предварительно напряженные односкатные балки для покрытий зданий пролетом 12 м с шагом балок 6 мНе действует
Серия ПК-01-116 Выпуск 1Не действует
Входит в:
Серия ПК-01-116 Выпуск 2. Рабочие чертежи балок со стержневой арматурой, натягиваемой электротермическим способом01.11.1965Действует
Входит в:
Серия 1.462.1-10/93 Выпуск 0. Указания по применению01.03.1994Не определен законодательством
Входит в:
Серия 1.462.1-3/89 Железобетонные стропильные решетчатые балки для покрытий одноэтажных зданий01.09.1989Не определен законодательством
Заменяет собой:
Серия 1.462.1-3/80 Железобетонные стропильные решетчатые балки для покрытий одноэтажных зданий01.07.1983Не действует
Заменяет собой:

Балки подкрановые для пролетов 6 и 12 метров

 

При монтаже подкрановых балок к колоннам, сначала балки крепятся при помощи болтов в необходимое положение по проекту, затем проводится рихтование и на завершающем этапе приваривают к закладным деталям.

На подкрановые рельсы приклеивается прорезиненная ткань толщиной около 10 мм. Рельсы рихтуются в горизонтальной и вертикальной плоскости и прижимаются болтами к балке. Стыки рельсов сваривают между собой, зазор между торцами не превышает 2 мм.

После того как кран установлен производится повторная затяжка болтов без груза, а спустя пару дней проверяют все узлы и подтягивают ослабленные болты.

Наша компания рада предложить Вам железобетонные балки подкрановые всех типоразмеров.

Подробности продажи и цены на сваи уточняйте у наших специалистов по телефону 8 (495) 642-43-87

Марка Вес 1
шт., т
Штук на
1 а/м
Длина,
мм
Ширина низ,
мм
Ширина верх,
мм
Высота,
мм
Грузо
подъёмность
крана,
тн
Объем бетона,
м3
Подкрановые балки
а) Пролетом 6 м (серия 1.426.1-4)
БК 6-2 АIIIв-с 3,50 6 5950 200 600 800 10;12,5 1,4
БК 6-2 АIIIв-к 3,50 6 5950 200 600 800 10;12,5 1,4
БК 6-2 АIIIв-т 3,50 6 5950 200 600 800 10;12,5 1,4
БК 6-3 АIIIв-с 3,50 6 5950 200 600 800 15\3 1,4
БК 6-3 АIIIв-к 3,50 6 5950 200 600 800 15\3 1,4
БК 6-3 АIIIв-т 3,50 6 5950 200 600 800 15\3 1,4
БК 6-4 АIIIв-с 3,50 6 5950 200 600 800 20\5 1,4
БК 6-4 АIIIв-к 3,50 6 5950 200 600 800 20\5 1,4
БК 6-4 АIIIв-т 3,50 6 5950 200 600 800 20\5 1,4
БК 6-1 К7-с 3,50 6 5950 200 600 800 5 1,4
БК 6-1 К7-к 3,50 6 5950 200 600 800 5 1,4
БК 6-1 К7-т 3,50 6 5950 200 600 800 5 1,4
БК 6-2 К7-с 3,50 6 5950 200 600 800 10;12,5 1,4
БК 6-2 К7-к 3,50 6 5950 200 600 800 10;12,5 1,4
БК 6-2 К7-т 3,50 6 5950 200 600 800 10;12,5 1,4
БК 6-3 К7-с 3,50 6 5950 200 600 800 15\3 1,4
БК 6-3 К7-к 3,50 6 5950 200 600 800 15\3 1,4
БК 6-3 К7-т 3,50 6 5950 200 600 800 15\3 1,4
БК 6-4 К7-с 3,50 6 5950 200 600 800 20\5 1,4
БК 6-4 К7-к 3,50 6 5950 200 600 800 20\5 1,4
БК 6-4 К7-т 3,50 6 5950 200 600 800 20\5 1,4
БК 6-5 К7-с 3,50 6 5950 200 600 800 30\5 1,4
БК 6-5 К7-к 3,50 6 5950 200 600 800 30\5 1,4
БК 6-5 К7-т 3,50 6 5950 200 600 800 30\5 1,4
б) Пролетом 12 м (серия 1.426.1-4)
БК 12-1 К7-с 10,25 2 11950 340 650 1200 5 4,1
БК 12-1 К7-к 10,25 2 11950 340 650 1200 5 4,1
БК 12-1 К7-т 10,25 2 11950 340 650 1200 5 4,1
БК 12-2 К7-с 10,25 2 11950 340 650 1200 10;12,5 4,1
БК 12-2 К7-к 10,25 2 11950 340 650 1200 10;12,5 4,1
БК 12-2 К7-т 10,25 2 11950 340 650 1200 10;12,5 4,1
БК 12-3 К7-с 10,25 2 11950 340 650 1200 15\3 4,1
БК 12-3 К7-к 10,25 2 11950 340 650 1200 15\3 4,1
БК 12-3 К7-т 10,25 2 11950 340 650 1200 15\3 4,1
БК 12-4 К7-с 10,25 2 11950 340 650 1200 20\5 4,1
БК 12-4 К7-к 10,25 2 11950 340 650 1200 20\5 4,1
БК 12-4 К7-т 10,25 2 11950 340 650 1200 20\5 4,1
БК 12-5 К7-с 10,25 2 11950 340 650 1200 30\5 4,1
БК 12-5 К7-к 10,25 2 11950 340 650 1200 30\5 4,1
БК 12-5 К7-т 10,25 2 11950 340 650 1200 30\5 4,1
в) Пролетом 12 м (КЖИ 76-СИ)
БК 12-30 К7 12,70 1 12000 200 600 1000 32 5,0
БК 12-20 К7 21,00 1 12000 350 600 1200 32 8,5

размеры, расчет на прогиб, ГОСТ

Железобетонные балки ГОСТ 28737-90 – полное собрание точных технических требований к рассматриваемым изделиям. Применяются же они для укрепления формы конструкции и для увеличения возможностей её изгибающих моментов. В данной статье мы рассмотрим разновидности балок из железобетона и их параметры.

Фото балок из железобетона

Техническое описание

Инструкция производства столь прочных бетонных изделий предполагает использование надёжного армированного каркаса и бетона не ниже трёхсотой марки.

Совет: если изготавливается железобетонная балка своими руками, то рекомендуется применять предварительно напряжённую конструкцию из арматуры.
Это позволит повысить эффективность восприятия поперечных сил.

Железобетонная балка 6 м: армированный каркас

Расчет железобетонной балки на прогиб производится согласно формуле приведённой в пособии к СП 52-01-2003.

Совет: в виду сложности проведения самостоятельных расчётов рекомендуется воспользоваться для этой цели помощью одного из он-лайн калькуляторов или специальной программы.
Это даст возможность исключить ошибку и справиться с задачей гораздо быстрее.

Пример подходящей программы, выполняющей расчёт железобетонной конструкции

Виды

По видам в первую очередь рассматриваемые изделия можно разделить по форме производства:

Тип Особенности
Сборные Используют тавровое или прямоугольное сечение, изготавливаются на заводах
Монолитные Применяются как составляющий компонент монолитной конструкции, изготавливаются на строительной площадке
Сборно-монолитные Сочетают в себе особенности сборных и монолитных изделий

Сборно-монолитная железобетонная балка 18 м

Также балки можно классифицировать в зависимости от сферы их применения:

  1. Двутавровые. Цена таких изделий весьма высокая, как и прочностные показатели. Они широко применяются при возведении промышленных и крупнопанельных построек.

Двутавровая железобетонная балка 12 м

  1. Обвязочные. Образуют перемычки в проёмах между массивами стен.

Габариты обвязочной балки

  1. Подкрановые. Как можно догадаться из названия, эксплуатируются для балансировки работы подъёмного крана.

Подкрановые представители железобетонных изделий

  1. Решётчатые. Имеют достаточно узкую направленность и чаще всего применяются при возведении эстакад.

Образец решётчатой конструкции из железобетона

  1. Стропильные. Используются, как правило, для покрытия одноэтажных построек кровлей.

Стропильная балка участвует в обустройстве крыши

  1. Фундаментные. Позволяют обустроить качественный и надёжный фундамент, как ленточный, так и монолитный.

Фундаментное железобетонное изделие

Как вы можете видеть, рассматриваемые элементы могут практически полностью сформировать каркас здания, начиная от его основания, закопанного в землю, и окачивая кровельной конструкцией. Это значительно упрощает строительные работы и гарантирует надёжность всей постройки.

Габариты

Существуют различные размеры железобетонных балок, рассчитанные на самые разные случаи:

Классификация Вес, кг Линейные размеры, см
130 116×30×15
220 148×30×20
250 184×30×25
490 216×30×30
600 265×30×30
1200 278×60×30
1770 338×60×35
2880 425×60×45

Изготовление

Если ваш строительный объект небольшой, то возможно рациональнее создать железобетонную балку самостоятельно.

Для этого поступаем следующим образом:

  1. Выкладываем дно опалубки для бетонного изделия из прочного деревянного щита.
  2. Затем формируем стенки, для которых можно взять более тонкие доски.
  3. Простилаем с внутренней стороны полиэтиленовую плёнку. Это поможет впоследствии легче отделить дерево от застывшего бетона.
  4. Устанавливаем армированные пояса в нижней и верхней части конструкции.

Совет: прутья между собой рекомендуется связывать мягкой проволокой, а не приваривать друг к другу сварочным аппаратом.
Сварка уменьшает их эластичность.

Использование проволоки для фиксации армированных прутьев

  1. Замешиваем раствор из цемента, песка и гравия в соотношении 1:2:4 соответственно. Воды добавляем в два раза меньше количества получившейся сухой смеси.

Совет: для осуществления замеса лучше всего применить бетономешалку.
Она позволит достигнуть требуемой однородности и ускорит процесс.

Оборудование для замешивания бетона

  1. Заполняем получившейся смесью подготовленный объём. При этом не следует растягивать заливку на несколько этапов во избежание образования холодных швов.
  2. Бетон пробиваем стальным прутом в нескольких местах и осуществляем вибропрессование, чтобы удалить возможные воздушные карманы внутри раствора.
  3. Накрываем конструкцию полиэтиленовой плёнкой и смачиваем водой до полного застывания, которое произойдёт через четыре недели. После чего снимаем опалубку и можем использовать балку по назначению.

Заключение

Балки из железобетона значительно облегчают и ускоряют постройку здания. С их помощью можно выложить фундамент, контуры стен и основание крыши.

Они обладают высокой прочностью, которая гарантирует сохранение структуры постройки даже при очень значительных нагрузках. Широкий ассортимент размеров и форм позволит с лёгкостью подобрать изделие нужных вам габаритов. Также возможно их собственноручное изготовление.

Готовые к эксплуатации бетонные балки

Видео в этой статье предоставит вашему вниманию наглядные сведения, касающиеся данной темы. Применение железобетонных балок гарантирует высокую надёжность вашей постройки.

Прогоны прямоугольного сечения 1.225-2 выпуск 5

Серия 1.225-2 выпуск5

Характеристики:
Прогоны применяются при строительстве в обычных условиях общественных зданий со стенами из кирпича или крупных блоков из местных строительных материалов в помещениях с неагрессивной средой.

Марка изделия L, мм b, мм h, мм Расчетная нагрузка , кгc/м2 Марка бетона (Класс бетона) Объем бетона, м3 Масса изделия, т
П40-28П 2780

120

300 4000 М250 (В20) 0,10 0,25
П40-32П 3180 400 М200 (В15) 0,15 0,38
П40-36П 3580 400 М250 (В20) 0,17 0,43
П40-60П 5980 200 500 М300 (В22.5) 0,60 1,50
Балки обвязочные пролетом 6 м

Серия ГОСТ 24893-81

Характеристики:
Железобетонные обвязочные балки длиной 6,0 м применяются при строительстве навесных каменных (из кирпича и легкобетонных камней) наружных и внутренних стенах, в том числе в местах перепада высот, производственных и вспомогательных зданий промышленных предприятий, включая здания с расчетной сейсмичностью 7-9 баллов. Балки из тяжелого бетона предназначены для применения в условиях воздействия неагрессивной, слабо- и среднеагрессивной газовой среды.

Марка изделия L, мм А, мм h, мм Расчетная на опоре  нагрузка , тc Марка бетона (Класс бетона) Объем бетона, м3 Масса изделия, т
ГОСТ 24893-81
БОП 25-3Т 5950 250 585 9,30 М250 (В20) 0,87 2,20
Серия КЭ-01- 58 выпуск 1
БО1-1 5950 200 585 18,6 М200 (В15) 0,70 1,75
БО1-2 22,6 М200 (В15) 0,70 1,75

 

Серия ГОСТ 24893-81

Характеристики:
Железобетонные обвязочные балки длиной 6,0 м применяются при строительстве навесных каменных (из кирпича и легкобетонных камней) наружных и внутренних стенах, в том числе в местах перепада высот, производственных и вспомогательных зданий промышленных предприятий, включая здания с расчетной сейсмичностью 7-9 баллов. Балки из тяжелого бетона предназначены для применения в условиях воздействия неагрессивной, слабо- и среднеагрессивной газовой среды.

Марка изделия Расчетная на опоре  нагрузка , тc Марка бетона (Класс бетона) Объем бетона, м3 Масса изделия, т
ГОСТ 24893-81
БОВ-3Т 14,0 М250 (В20) 0,98 2,45

Серия  КЭ-01-58 выпуск 1

БО2-1 26,0 М200 (В15) 1,00 2,50
БО2-2 30,1 1,00 2,50

Балка 12 м | ТРАСТ МЕТАЛЛ

Сортовой прокат

Листовой прокат

Нержавеющая сталь

Метизы и метсырье

Цветные металлы

Находят применение в обустройстве кровельного покрытия жилых сооружений, Подкрановые. По сфере применения различают следующие виды: Стропильные. После модерации ваша заявка будет отправлена поставщикам. Железобетонная балка покрытия характеризуется как армированное несущее изделие из бетона, применяемое для распределения нагрузки на опорные конструкции. Объединяют в себе достоинства сборных и бетонных плит, характеризуются высокой прочностью и демократичной стоимостью. Применяются для монтажа межстеновых проемов и перемычек.

Основной сферой применения двутавровых балок является многоэтажное строительство, Мостовые. Железобетонная балка 12 м. Заполните форму, чтобы получить предложения от поставщиков! Железобетонная балка 12 м. В каталоге компании Supl.biz потенциальным клиентам предоставляется возможность: Рассмотреть торговые предложения поставщиков в Москве, Выбрать подходящего поставщика, уточнить детали заказа (размеры ЖБИ, объемы, наличие на заводе, оптовые скидки, доставка товаров по России), Купить двутавровые балки 12 метров по выгодной цене. Москва предоставляются по запросу. Эти изделия производится по чертежам согласно ГОСТ и имеют следующие технические характеристики: Длина: 12 метров, Ширина: 1.39 метра, Высота: 0.2 метра, Объем: 1.86 м3, Масса: 4700 кг, Класс бетона: B25, Класс арматуры: AIII, Серия: БДР. Продажа железобетонной балки 12 м в Москве. Ваша заявка принята и отправлена на модерацию.

Балка 12 м

Находят применение в мостостроении, обеспечивают распределение нагрузки и высокие несущие характеристики Обвязочные. В течение 15 минут с вами может связаться модератор торговой площадки для уточнения информации о заявке, по указанному телефону — . Значительным спросом в возведении пролетов многоэтажных зданий пользуются предварительно напряженные двутавровые решетчатые балки. Модерация работает с 7:00 до 18:00 по московскому времени. Если вы допустили ошибку в телефоне или указали неверный номер, пожалуйста, исправьте. Не нашли, что искали? Цены на Железобетонная балка 12 м в г. Применяются для обеспечения правильного функционирования крановых механизмов, Фундаментные. Характеризуются легкостью и доступностью производства, служат для укрепления монолитных конструкций, Сборно-монолитные.

Балка 12

Используются для создания высококачественного фундамента ленточного типа, Двутавровые. Изделие находит применение в следующих видах строительных работ: Заливка фундамента, Железнодорожное строительство, Мостостроение, Дорожно-ремонтные работы, Гражданское строительство, Возведение зданий промышленного назначения, Постройка торгово-складских комплексов, Возведение сельскохозяйственных построек. По типу производства выделяют три вида балок: Сборные. Характеризуются высокой сложностью производства, выделяются прямоугольным или тавровым сечением, Бетонные.

Смотрите также
  • Труба алюминиевая 6061

    Быстрые сроки изготовления. На текущий момент есть в наличии некондиция: — Арматура 12мм, рифленая, в бухтах — 50тн — Арматура 12м. Предлагаем алюминий…

  • Балка 10

    Балка 10 . Кроме строительных работ данный конструктивный элемент используется в следующих отраслях промышленности: автомобилестроение, судостроение,…

  • Балка 12

    На заказ объемом менее тонны возможно применение розничных цен. Также вы можете узнать стоимость балки за метр. ЛУЧШАЯ ЦЕНА НА БАЛКУ – «ТрастМеталл»….

  • Балка 18

    Гостом определены следующие параметры балки данного типа: ширина полок 90 мм, иx средняя толщина 8,1 мм, толщина поперечной стенки 5,1 мм. Сварной метод…

  • Балка 40

    По указанному нормативному документу производятся балки с параллельными гранями полок. Выбрать номенклатуру. h — высота балки, b — ширина полки, S -…

Железобетонные стропильные балки и плиты перекрытия

Железобетонные стропильные балки применяют для перекрытия пролетов 6, 9, 12 и 18 м. При пролетах 24 м и более они уступают фермам по технико-экономическим показателям и, как правило, не используются. Балки пролетами 6 и 9 м предназначены преимущественно для покрытия пристроек, а балки пролетом 12 м — в качестве поперечных или продольных ригелей покрытия. Балки пролетом 18 м применяют в качестве поперечных ригелей, по которым укладывают плиты 3×6 или 3х12 м. В зависимости от профиля кровли балки бывают двускатными, односкатными, с параллельными полками, с ломаным или криволинейным очертанием верхней полки. Двускатные балки имеют уклон верхней полки 1:12 для скатных кровель, 1 : 30 — для малоуклонных кровель. Из-за экономичности их чаще других применяют для покрытий пролетов 18 м. Определенные трудности при их изготовлении связаны с устройством каркасов переменной высоты. При необходимости пропуска коммуникаций в уровне покрытия (воздуховоды и т.п.) используют двускатные решетчатые балки пролетом 12 и 18 м. Односкатные балки обычно применяют для устройства кровли с односторонним уклоном, например, в пристройках.
Балки с параллельными полками наиболее просты в изготовлении, имеют арматурные каркасы постоянной высоты и применяются в качестве продольных ригелей при горизонтальных кровлях. Однако по расходу бетона и арматуры они уступают двускатным. Балки с ломаным и криволинейным верхним поясом, несмотря на экономичность, не нашли широкого применения из-за сложности их изготовления. Высота сечения балок в середине пролета (1/10…1/12)L.
В целях экономии бетона сечение балок принимают тавровым (при L= 6; 9 м) и двутавровым (L=12; 18 м). Ширину верхней полки балок из условия опирания плит покрытия и обеспечения устойчивости при транспортировании и монтаже принимают равной 1/50…1/60, что обычно составляет 20…40 см. Ширину нижней полки (25…30 см) определяют из условия размещения в ней растянутой арматуры, прочности бетонного пояса при действии усилия обжатия, а также способа опирания балки на колонны. Толщину вертикальной стенки в средней части пролета (6…8 см) назначают исходя из условий изготовления балки (в вертикальном положении) и размещения поперечной арматуры (одного или двух каркасов). У опор стенка утолщается, что обеспечивает прочность и трещиностойкость опорных сечений.
Балки покрытий изготавливают из тяжелого бетона классов В25…В50 и из бетона на пористых заполнителях классов В25…В40. В основном применяют предварительно напряженные конструкции, армируемые высокопрочными стержнями, одиночной высокопрочной проволокой или пучками из нее, используются и семипроволочные канаты. Балки изготавливают на заводах строительных материалов и конструкций с натяжением арматуры на упоры.
Типовые балки со сплошным двутавровым поперечным сечением и решетчатые разработаны с несколькими вариантами армирования продольной напрягаемой арматурой классов А-1У, А-У, А-У1, Вр-П и К-7. Балки рассчитывают на равномерно распределенные нагрузки от собственного веса, веса кровли и снега, а также на сосредоточенные силы от веса фонаря и подвесного транспорта, если он есть в здании, при этом учитывается наиболее невыгодное сочетание нагрузок.
Расчет выполняется по первой и второй группам предельных состояний на прочность, по образованию и раскрытию трещин и по деформациям. Значения расчетных изгибающих моментов и поперечных сил, а также величину прогиба находят из расчета шарнирно опертой однопролетной балки. Считается целесообразным уменьшить количество продольной не напрягаемой арматуры В соответствии с построенной эпюрой материалов. Расчет прочности по нормальным сечениям ведется по правилам проектирования изгибаемых элементов двутаврового поперечного сечения в соответствии с методикой, которая была изложена выше при рассмотрении изгибаемых элементов. Следует иметь в виду, что в двускатных балках наиболее опасным оказывается нормальное сечение, расположенное не в середине пролета, а на расстоянии (0,3…0,4L) от опоры. Требуемая площадь поперечной арматуры назначается в результате расчета прочности балки по наклонным сечениям. Опорные зоны балок дополнительно рассчитываются на местное действие опорной реакции и усилия предварительного обжатия. Прочность и трещиностойкость балок также проверяется во время складирования, транспортировки и монтажа. В последнее время в практике строительства стали применять более экономичные конструкции покрытий, проектируемые по безпрогонной схеме, и постоянно разрабатываются новые конструктивные решения.
Плиты перекрытия
Наибольшее распространение получили плиты пролетом 12 м и б м, шириной Зм (основные) и 1,5м (доборные) поперечными и с двумя продольными ребрами. Основная продольная арматура выполняется предварительно напряженной. Полка армируется сварной сеткой, поперечные ребра — сварными каркасами. Толщина полки принимается 2,5 см для плит пролетом 12 м и 3 см для плит пролетом 6 м. Бетон плит 12 м классов В30…В40, плит 6 м — В15…В30. В ряде случаев уменьшают высоту сечения продольных ребер к опоре, что дает экономию бетона (до 9 %) и снижает стоимость конструкции. Поскольку нагрузка от собственного веса плит покрытия составляет значительную долю от полной нагрузки, целесообразно изготовлять их из бетона на легких заполнителях,что снижает массу конструкции до 25 %.

Расчет плит в продольном направлении ведут как однопролетных свободно опертых балок таврового сечения на совместное действие постоянных (от массы плиты и кровли) и временных (от снега) нагрузок. Полку плиты в зависимости от расстояния между поперечными ребра ми рассчитывают как не разрезную балочную плиту или плиту, опертую по контуру. Наиболее сложное напряженное состояние в плите возникает в опорных сечениях, которые усиливаются вутами и армируются дополниельными сетками. Весьма экономичны и просты в изготовлении плиты типа «2Т» размерами 3×6, 3X12 м (при поперечном расположении ригелей) и 3X18, 3×24 м (при продольном).
К недостаткам этих конструкций относится сложность устройства продольных швов между плитами. Существуют два способа изготовления этих плит: полку плиты и ребра бетонируют совместно; продольные предварительно напряженные ребра изготовляют заранее из бетона класса В40, а затем бетонируют полку. Связь ребер с полкой обеспечивают путем устройства выпусков арматуры и сцепления бетона. Раздельное изготовление экономичнее, поскольку позволяет снизить класс бетона полок до Вг5. Продольная арматура ребер — из высокопрочной стали, полка армируется сетками. В продольном направлении плиты рассчитывают как свободно опертые однопролетные балки таврового сечения, в поперечном — учитывается разгружающее влияние свесов полок.
Плита крупноразмерная железобетонная сводчатая КЖС представляет собой короткую цилиндрическую оболочку с предварительно напряженными ребрами — диафрагмами сегментного очертания . Размеры плит в плане 3×12, 3×18 и 3X24 м. Очертание поверхности оболочки принимают по квадратной параболе Толщина оболочки не должна быть менее 30 мм в середине пролета с утолщением до 140…160 мм у торцов
Высоту поперечного сечения плиты в середине пролёта принимают (1/15…1/20) в зависимости от пролета и нагрузки. Для уменьшения массы плиты диафрагмы проектируют минимальной толщины (40 мм) с вертикальными ребрами жесткости. Основную напрягаемую арматуру располагают в нижней части диафрагмы. По концам напрягаемых стержней предусматривают анкерные детали, обеспечивающие падежное закрепление рабочей арматуры в бетоне опорного узла. Эта арматура играет роль затяжки рассматриваемой сводчатой системы. Диафрагму армируют сварными каркасами только в опорных зонах, в вертикальных ребрах устанавливаю: стержни-подвески. Армируют оболочки сварной сеткой, подбираемой по расчету. Сопряжение оболочки с диафрагмой выполняют с помощью пологих вутов. Плиты КЖС проектируют из бетоннов классов В25, В50 в зависимости от пролетов и нагрузок. При расчете плиту рассматривают как цилиндрический свод, работающий совместно с диафрагмами. Полагают, что вдоль направляющей оболочки действует только продольная сила N. поперек — поперечные силы С и изгибающие моменты М . Изгибающий момент в системе «оболочка — диафрагма» (в продольном направлении) воспринимается растянутой арматурой диафрагмы и полкой (оболочкой), работающей на сжатие.
Плиты КЖС экономичны, достаточно просты в изготовлении. Наиболее существенный их недостаток — трудоемкость устройства кровли по криволинейной поверхности. Наряду с КЖС разработаны крупноразмерные плиты покрытий типа «два Т» размерами 3X18, 3×24 м под малоуклонную кровлю . Достоинство этих плит по сравнению с плитами КЖС — упрощение работ по устройству кровли, а стоимость плит типа «два Т» с учетом эксплуатационных расходов примерно равна стоимости плит КЖС. Общий недостаток крупноразмерных плит — усложнение устройства внутренних коммуникаций в уровне покрытия. В последние годы предложены технические решения «плит покрытия, направленные на снижение расхода материалов и трудоемкости возведения. К ним относятся плиты с решетчатыми ребрами под малоуклонную кровлю 3X18, 3X24 м, а также не разрезные ребристые плиты 3X24 м, укладываемые по стропильным конструкциям с шагом 6 м. Применяют также гиперболические панели-оболочки, плиты типа «Динакор» с квадратными пустотами и т.п. Однако использование их весьма ограниченно из-за сложностей устройства кровли или изготовления панелей. Лучшие технико-экономические показатели покрытий из плит КЖС и «два Т» объясняются тем фактом, что в качестве несущего здесь используют один элемент в отличие от балочной схемы, где требуется два элемента — балка покрытия и плита покрытия.

Пример комплексного проектирования для моста надстройки с фермами из предварительно напряженного бетона (PSC) — Пример моста — LRFD — Конструкции — Мосты и конструкции

Пример комплексного проектирования для моста надстройки с фермами из предварительно напряженного бетона (PSC) — Пример моста

2. Пример моста


2.1 Геометрия моста и материалы


Геометрия надстройки моста

Тип надстройки: Железобетонный настил, опирающийся на простые пролетные предварительно напряженные балки, выполненные непрерывно для временной нагрузки.
Пролет: Два пролета по 110 футов каждый
Ширина: Всего 55 футов 4 ½ дюйма. От линии водостока до линии желоба 52 футов 0 дюймов (три полосы шириной 12 футов 0 дюймов каждая, 10 футов правого плеча и 6 футов левого плеча. полосы движения могут располагаться в любом месте конструкции. При проектировании основания учитывается максимальное количество полос шириной 12 футов, т. е. 4 полосы движения)
Перила: Бетонные парапеты типа F, ширина у основания 1 ‘- 8 ¼ дюймов
перекос: 20 градусов, действительно в каждом месте опоры
Расстояние между балками: 9′-8 «
Тип балки: AASHTO Фермы типа VI, 72 дюймаглубокий, верхний фланец шириной 42 дюйма и нижний фланец шириной 28 дюймов (фермы AASHTO 28/72)
Расположение прядей: Прямые пряди с некоторыми отслоившимися прядями на концах балок
Вылет: 3′-6 ¼ «от средней линии балки фасции до конца свеса
Промежуточные диафрагмы: Для расчета нагрузки, одна промежуточная диафрагма, 10 дюймов.толщина, глубина 50 дюймов, предполагается в середине каждого пролета.

На Рисунках 2-1 и 2-2 показаны вертикальная проекция и поперечное сечение надстройки соответственно. На рис. С 2-3 по 2-6 показаны размеры балки, расположение прядей, местоположения опор и места отсоединения прядей.

Обычно для конкретной юрисдикции доступно относительно небольшое количество размеров балок на выбор. Первоначальный размер балки обычно выбирается на основе прошлого опыта.Во многих юрисдикциях есть вспомогательные средства проектирования в виде таблицы, которая определяет наиболее вероятный размер балки для каждой комбинации длины пролета и расстояния между балками. Ожидается, что такие таблицы, разработанные с использованием динамической нагрузки HS-25 в соответствии со стандартными спецификациями AASHTO, будут применимы к мостам, спроектированным с использованием спецификаций AASHTO-LRFD.

Рисунок прядей и количество прядей были первоначально определены на основе прошлого опыта и впоследствии уточнены с помощью программы компьютерного проектирования.Эта конструкция была усовершенствована методом проб и ошибок до тех пор, пока образец не создавал напряжения при передаче и при эксплуатационных нагрузках, которые попадали в пределы допустимых напряжений и создавали нагрузочные сопротивления, превышающие приложенные нагрузки при предельных состояниях прочности. Для расслоенных прядей в S5.11.4.3 указано, что количество частично отслоившихся прядей не должно превышать 25 процентов от общего количества прядей. Кроме того, количество отслоившихся прядей в любом горизонтальном ряду не должно превышать 40 процентов прядей в этом ряду.Выбранный узор имеет 27,2% отслоившихся прядей. Это немного выше 25 процентов, указанных в спецификациях, но приемлемо, поскольку спецификации требуют, чтобы этот предел «должен» соблюдаться. Использование слова «следует» вместо «должен» означает, что спецификации допускают некоторое отклонение от предела в 25 процентов.

Как правило, наиболее экономичное расположение прядей требует расположения прядей как можно ближе к низу балок.Однако в некоторых случаях может оказаться невозможным удовлетворить все технические требования при сохранении минимального размера балки и удержании прядей вблизи нижней части балки. Это более выражено при использовании отслоившихся прядей из-за ограничения на процент отслоившихся прядей. В таких случаях дизайнер может рассмотреть следующие два решения:

  • Увеличьте размер балки, чтобы уменьшить диапазон напряжений, то есть разницу между напряжением при переносе и напряжением на конечной стадии.
  • Увеличьте количество прядей и сместите центр тяжести прядей вверх.

Любое решение приводит к некоторой потере экономии. Проектировщик должен учитывать конкретные условия площадки (например, стоимость более глубокой балки, стоимость дополнительных прядей, доступный недосвет и стоимость подъема подъездной дороги для размещения более глубоких балок) при определении того, какое решение следует принять.

Геометрия основания моста

. .
Промежуточная опора: Многоколонный изогнутый (4 столбца с шагом 14 футов 1 дюйм)
Фундамент на песчаной почве
См. Рис. 2-7 для получения информации о геометрии промежуточной опоры
Концевые абатменты : Интегральные опоры, опирающиеся на одну линию стальных двутавровых свай, опирающихся на фундамент.U-образные перегородки консольно выступают из заливной поверхности абатмента. Подходящая плита поддерживается на интегральном упоре на одном конце и на шпальной плите на другом конце. На Рисунке 2-8 представлена ​​геометрия интегрального абатмента

Материалы

Прочность бетона
Предварительно напряженные балки: Начальная прочность при переносе, f ′ ci = 4,8 тыс. Фунтов / кв. Дюйм
28-дневная прочность, f ′ c = 6 тысяч фунтов / кв. Дюйм
Плита настила: 4.0 тысяч фунтов / кв. Дюйм
Основание: 3,0 тыс. Фунтов / кв. Дюйм
Перила: 3,5 тыс. Фунтов / кв. Дюйм

Модуль упругости бетона
(рассчитан с использованием S5.4.2.4)
Конечный модуль упругости балки, E c = 4696 тысяч фунтов / кв. Дюйм
Модуль упругости балки при переносе, E ci = 4200 тысяч фунтов / кв. Дюйм
Модуль упругости плиты настила, E s = 3 834 тысяч фунтов / кв. Дюйм

Сталь арматурная
Предел текучести, f y = 60 тысяч фунтов / кв. Дюйм

Пряди предварительного напряжения
0.Пряди с низкой релаксацией диаметром 5 дюймов, марка 270
Площадь пряди, A пс = 0,153 дюйма 2
Предел текучести стали, f py = 243 тысяч фунтов / кв. Дюйм
Предел прочности стали, f pu = 270 тысяч фунтов / кв. Дюйм
Модуль упругости стали для предварительного напряжения, E p = 28 500 тысяч фунтов / кв. Дюйм

Другие параметры, влияющие на расчет фермы
Время передачи = 1 день
Средняя влажность = 70%

Рисунок 2-1 — Примерный мост, вид сбоку

Рисунок 2-2 — Поперечное сечение моста


2.2 Геометрия фермы и свойства сечения


Свойства сечения основной балки
Длина балки, L = 110 футов — 6 дюймов
Глубина = 72 дюйма
Толщина стенки = 8 дюймов
Площадь, A г = 1085 дюймов 2
Момент инерции, I г = 733320 дюймов 4
Н.A. наверх, y т = 35,62 дюйма
Н.А. до низа, y b = 36,38 дюйма
Модуль упругости сечения, S TOP = 20,588 дюймов 3
Модуль упругости сечения, S BOT = 20,157 дюймов 3
CGS снизу на 0 футов = 5,375 дюйма
CGS снизу, на высоте 11 футов = 5.158 дюймов
CGS снизу, на высоте 54,5 фута = 5,0 дюйма
Эксцентриситет силы P / S на 0 футов, e 0 ‘ = 31,005 дюйма
Эксцентриситет силы P / S на 11 футах, e 11 ‘ = 31,222 дюйма
Эксцентриситет силы P / S на 54,5 футах, e 54,5 ‘ = 31,380 дюйма

Свойства составного сечения внутренней балки
Эффективная ширина перекрытия = 111 дюймов(см. расчеты в разделе 2.3)
Толщина плиты перекрытия = 8 дюймов (включая внутреннюю поверхность износа ½ дюйма, которая не включена в расчет свойств составного сечения)
Глубина окантовки = 4 дюйма (максимальное значение — обратите внимание, что глубина вута изменяется по длине балки и, следовательно, не учитывается при расчете свойств сечения, но учитывается при определении статической нагрузки)
Момент инерции, I c = 1,384,254 дюйма 4
Н.A. до верха плиты, y sc = 27,96 дюйма
Н.А. к вершине балки, y tc = 20,46 дюйма
Н.А. до низа балки, y до н.э. = 51,54 дюйма
Модуль упругости сечения, S TOP SLAB = 49 517 дюймов 3
Модуль упругости сечения, S ВЕРХНЯЯ БАЛКА = 67 672 дюйм 3
Модуль упругости сечения, S БОЧКА = 26 855 дюймов 3

Свойства составного сечения внешней балки
Эффективная ширина перекрытия = 97.75 дюймов (см. Расчеты в разделе 2.3)
Толщина плиты перекрытия = 8 дюймов (включая внутреннюю поверхность износа ½ дюйма, которая не включена в расчет свойств составного сечения)
Глубина окантовки = 4 дюйма (максимальное значение — обратите внимание, что глубина вута изменяется по длине балки и, следовательно, не учитывается при расчете свойств сечения, но учитывается при определении статической нагрузки)
Момент инерции, I c = 1,334,042 дюйм 4
Н.A. до верха плиты, y sc = 29,12 дюйма
Н.А. к вершине балки, y tc = 21,62 дюйма
Н.А. до низа балки, y до н.э. = 50,38 дюйма
Модуль упругости сечения, S TOP SLAB = 45 809 дюймов 3
Модуль упругости сечения, S ВЕРХНЯЯ БАЛКА = 61,699 дюйм 3
Модуль упругости сечения, S БОЧКА = 26,481 дюйм 3

Рисунок 2-3 — Поперечное сечение балки с 44 прядями

Рисунок 2-4 — Общая отметка луча

Рисунок 2-5 — Пряди предварительного напряжения, вид сверху

Расположение секций A-A, B-B и C-C см. На рис. 2-5.

Рисунок 2-6 — Балка в сечениях A-A, B-B и C-C

Рисунок 2-7 — Промежуточный изгиб

Рисунок 2-8 — Интегральный абатмент

2.3 Эффективная ширина фланца (S4.6.2.6)

Продольные напряжения во фланцах распределяются по фланцу и композитной плите настила за счет касательных напряжений в плоскости, поэтому продольные напряжения не являются однородными. Эффективная ширина полки — это уменьшенная ширина, по которой предполагается, что продольные напряжения распределены равномерно и все же приводят к той же силе, что и неравномерное распределение напряжений, если интегрировать по всей ширине.

Эффективная ширина фланца рассчитывается с использованием положений S4.6.2.6. См. Маркированный список в конце этого раздела для ознакомления с некоторыми требованиями S4.6.2.6. В соответствии с S4.6.2.6.1 эффективная ширина фланца может быть рассчитана следующим образом:

Для внутренних балок:

Эффективная ширина фланца принимается как наименьшее из следующих:

Эффективная ширина полки внутренней балки составляет 111 дюймов.

Для внешних балок:

Эффективная ширина полки принимается равной половине эффективной ширины соседней внутренней балки плюс наименьшее из:

Следовательно, эффективная ширина полки для внешней балки составляет:

(111/2) + 42.25 = 97,75 дюйма

Обратите внимание, что:

  • Эффективная длина пролета, используемая при расчете эффективной ширины полки, может быть принята как фактическая длина пролета для пролетов с простой опорой или как расстояние между точками перегиба постоянной статической нагрузки для непрерывных пролетов, как указано в S4.6.2.6.1 . Для расчета двутавровых балок эффективная ширина полки обычно рассчитывается на основе эффективного пролета для положительных моментов и используется по всей длине балки.

  • Толщина плиты, используемая в анализе, представляет собой эффективную толщину плиты без учета каких-либо жертвенных слоев (т. Е. Неотъемлемых поверхностей износа)

  • S4.5 позволяет учитывать непрерывные препятствия при анализе предельных состояний по эксплуатации и усталости. Комментарий к S4.6.2.6.1 включает примерный метод учета влияния непрерывных барьеров на секцию путем изменения ширины свеса.Традиционно при проектировании новых мостов игнорируется влияние сплошного барьера на сечение, а в этом примере оно игнорируется. Этот эффект можно учитывать при проверке существующих мостов с конструктивно прочными сплошными ограждениями.

  • Непрерывные балки с простыми пролетами ведут себя как непрерывные балки при всех нагрузках, прилагаемых после затвердевания плиты настила. Для двух равнопролетных балок эффективная длина каждого пролета, измеренная как расстояние от центра концевой опоры до точки перегиба для составных статических нагрузок (предполагается, что нагрузка распределяется равномерно по длине балок), составляет 0.75 длина пролета.

ИНЖЕНЕРНЫЙ КОЛЛЕДЖ SIR C REDDY

Добро пожаловать, сэр. Инженерный колледж К. Р. Редди

Инженерный колледж сэра К.Р. Редди — первый инженерный колледж в Андхра-Прадеш, санкционированный и признанный Всеиндийским советом по техническому образованию (AICTE). Этот колледж постоянно входит в состав JNTUK с 2017-18 учебного года.

С момента своего основания в 1989 году инженерный колледж сэра К.Р. Редди был ведущим институтом качественного инженерного образования в Андхра-Прадеше под руководством его широких взглядов и великодушного руководства.За последние два с половиной десятилетия Институт выполнил свой девиз «КАЧЕСТВЕННОЕ ОБСЛУЖИВАНИЕ И ОБРАЗОВАНИЕ, ОСНОВАННОЕ НА ЦЕННОСТИ» перед студенческим сообществом.

Придерживаясь своих основных ценностей, институт уделяет первоочередное внимание этическим ценностям и высоким стандартам, а также приверженности образованию, основанному на ценностях. Мы верим в честную и искреннюю работу, в построение доверия и в поддержание длительных отношений с Обществом. Наша команда состоит из высококвалифицированных и мотивированных преподавателей. Основные компетенции и дружелюбная, но эффективная культура работы играют важную роль в наших общих достижениях.

Колледж расположен недалеко от железнодорожных ворот Ватлуру в Элуру, главном районе Западного Годавари. Он окружен красивыми рисовыми полями и находится на шоссе и железнодорожном пути Ченнаи-Хора. Через этот город курсирует большое количество автобусов и поездов. До него легко добраться из любой части страны как по железной дороге, так и по дороге.

Колледж расположен в собственном кампусе площадью 30,48 акра. Его благородная инфраструктура и зелень привлекают внимание прохожих.Обширный зеленый кампус, в котором расположено несколько факультетов, создает стимулирующую среду для высококвалифицированного персонала и студентов учреждения.

Кампус в Ватлуру — это место, где студенты из всех слоев общества находятся под единым зонтом, проходя курсы BE / B.Tech, M.Tech, MCA и MBA.

Экспериментальные исследования сплошных бетонных балок с армированием из стеклопластика

Сплошные балки часто используются в железобетонных конструкциях, подверженных агрессивному воздействию окружающей среды.Использование армирования из армированного волокном полимера (FRP) в этих объектах и ​​средах имеет большое значение, учитывая склонность стальной арматуры к коррозии. Основная цель этих исследований — оценить способность непрерывных балок с армированием из стеклопластика (GFRP) перераспределять внутренние силы как определенный способ пластичности и желаемого поведения железобетонных конструкций. В данной статье представлены результаты экспериментальных исследований семи неразрезных балок на двух пролетах длиной 1850 мм и сечением 150 × 250 мм, на которые действуют сосредоточенные силы в середине пролета до разрушения.Шесть балок были усилены различными продольными GFRP и такими же поперечными усилениями GFRP, и одна усиленная сталью балка была принята в качестве контрольной балки. Основные варьируемые параметры представляют собой тип арматуры из стеклопластика и соотношение продольной арматуры в середине пролета и средней опоры, то есть перераспределение расчетного момента. Результаты исследования показали, что перераспределение момента в неразрезных балках арматуры из стеклопластика возможно без снижения несущей способности по сравнению с упругим расчетом.Результаты испытаний также сравнивались с текущими положениями норм, и они показали, что Американский институт бетона (ACI) 440.1R-15 хорошо спрогнозировал разрушающую нагрузку для непрерывных балок с арматурой из стеклопластика. Напротив, текущие нормы проектирования недооценивают прогиб неразрезных балок с арматурой из стеклопластика, особенно для более высоких уровней нагрузки. Следовательно, предлагается модифицированная модель для расчета прогиба.

1. Введение

Для железобетонных конструкций до сих пор используются элементы, армированные стальной арматурой.Поскольку предотвращение коррозии стальной арматуры в железобетонных конструкциях может быть дорогостоящим и очень часто без значительных последствий, внутреннее армирование из стеклопластика в последнее время используется в качестве замены стальной арматуры в железобетонных конструкциях, особенно в агрессивных средах. В настоящее время существует значительное количество сооружений, таких как гаражи, мосты, подпорные стены, резервуары и морские объекты, в которых армирование из стеклопластика успешно применяется в конструктивных элементах ЖБИ. Непрерывные бетонные балки обычно используются в некоторых из этих конструкций, особенно в мостах, путепроводах, морских сооружениях и гаражах.Кроме того, непрерывные балки с армированием из стеклопластика также могут найти свое применение в помещениях с оборудованием для магнитного сканирования, лабораториях, башнях аэропортов и кабинетах МРТ в больницах и других учреждениях с оборудованием, требующим электрической и магнитной нейтральности, где присутствие стальной арматуры может иметь неблагоприятные последствия. влияет на удобство использования устройств в этих учреждениях.

Из-за различных механических и деформационных характеристик арматуры из стеклопластика, таких как высокая прочность на разрыв и низкий модуль упругости, поведение железобетонных элементов значительно отличается от поведения железобетонных элементов со стальной арматурой.Что касается того факта, что арматура из стеклопластика демонстрирует линейное упругое поведение до разрушения, что означает отсутствие нелинейности материала, возникает вопрос о способности этого материала в сочетании с бетоном осуществлять перераспределение нагрузки в статически неопределимых конструкциях [1]. Что касается значительного вклада упругого перераспределения в непрерывных ж / б балках со стальной арматурой [2], ожидается, что непрерывные балки с арматурой FRP дают определенную возможность перераспределить внутреннюю силу.Перераспределение внутренних сил ожидается в результате развития трещин и принятой в них арматуры [1, 3]. Другими словами, рассматривается одна из основных характеристик пластичности — изменение жесткости без потери прочности сечения [4].

2. Предпосылки

На данный момент были проведены тщательные теоретические и экспериментальные исследования простых опорных балок с армированием из стеклопластика с целью оценки поведения в отношении режимов разрушения, несущей способности, прогиба и трещин [5–13] .Следовательно, положения определенных правил основаны на выводах, сделанных для балок с простой опорой. Предлагается большое количество формул и уравнений для определения реакции элементов с арматурой FRP в условиях рабочей нагрузки, особенно когда речь идет о прогибе (Тутанжи и Саафи [7], Йост и др. [8], Бишофф и Гросс [9], Мусави и Исфахани [10] и Джу и др. [11]).

Определенные экспериментальные и теоретические исследования проводились также на непрерывных балках с армированием из стеклопластика [1, 3, 4, 14–22], но не в такой степени, как они проводились на простых балках.Мостофинежад [4] провел исследования двух неразрезных балок со стальной арматурой и восьми недоармированных и переармированных неразрезных балок с армированием из углепластика. Эти исследования показали, что перераспределение момента в непрерывных балках с армированием из стеклопластика возможно, хотя и в меньшей степени, чем в балках, армированных сталью. Чрезмерно армированные балки с армированием из стеклопластика удовлетворяют требованиям эксплуатационной пригодности, в то время как недостаточно армированные балки, спроектированные с учетом разрушения стержней из стеклопластика, обычно не соответствуют этим условиям.Более того, чрезмерно усиленные неразрезные балки демонстрируют значительные деформации перед разрушением, что было определено как отличительный способ пластичности. Grace et al. [14] исследовали поведение и пластичность непрерывных балок Т-образного сечения, усиленных различными типами продольной и поперечной арматуры FRP (GFRP и CFRP). Это было указано на различных режимах разрушения и пластичности балки с арматурой FRP по отношению к балкам со стальной арматурой. Был также сделан вывод, что использование стремена из стеклопластика увеличивает деформации сдвига.В результате общие деформации увеличиваются в середине пролета неразрезных балок. Эль-Моги и др. [1] провели исследования четырех непрерывных балок прямоугольного сечения с GFRP, CFRP и стальной арматурой, варьируя соотношение продольной арматуры в середине пролета и в средней опоре. Был сделан вывод, что неразрезные балки с армированием из стеклопластика способны перераспределять моменты от средней опоры к середине пролета 23% в отношении анализа упругости, аналогично тому факту, что они не оказывают неблагоприятного воздействия на характеристики балки, ни при рабочих нагрузках. , ни при отказе нагрузки.Более того, был сделан вывод, что увеличение арматуры в середине пролета неразрезных балок по сравнению с сечением в средней опоре положительно влияет на увеличение несущей способности балок, уменьшение прогибов и замедление распространения трещин в балках. середина пролета. Хабиб и Ашур [15] заметили признаки перераспределения моментов внутри усиленных балок в нижней зоне в середине пролета, во время экспериментальных исследований на трех непрерывных балках с различными комбинациями продольной арматуры из стеклопластика в середине пролета и в средней опоре.В качестве ключевого фактора увеличения несущей способности и ограничения прогиба и распространения трещин было отмечено увеличение арматуры в нижней зоне промежуточного пролета. В рамках тех же экспериментальных исследований, Ашур и Хабиб [16] провели исследование трех непрерывных балок с армированием из углепластика, спроектированных с различными конфигурациями арматуры вдоль балки, чтобы испытать отказ от стержней из углепластика. Непереносимые широкие трещины на средней опоре были замечены во всех балках в результате отсоединения стержней из углепластика от бетона.Был сделан вывод, что основным параметром увеличения несущей способности непрерывных балок было количество арматуры углепластика в нижней зоне в середине пролета. Другие недавние исследования непрерывных балок [3, 17, 18, 20] также указали на важность увеличения арматуры в нижней зоне промежуточного пролета балки в результате перераспределения момента по средней опоре.

Подход, согласно которому в неразрезных балках, армированных арматурой FRP, перераспределение момента в критических сечениях не допускается, может быть консервативным [21].Следовательно, необходимы дополнительные исследования. Для этого необходимо более четко и точно определить влияние соотношения продольной арматуры в середине пролета и в средней опоре на поведение неразрезных балок с арматурой FRP. Основная цель этих исследований — рассмотрение поведения непрерывных балок, армированных арматурой из стеклопластика, во время нагружения до разрушения, с различными конфигурациями армирования вдоль балки. Таким образом, в этих экспериментальных исследованиях для одной и той же расчетной разрушающей нагрузки для каждого типа арматуры из стеклопластика использовались три модели с различными конфигурациями арматуры вдоль балки.Экспериментальные результаты обсуждаются и оцениваются на основе режимов разрушения, растрескивания, прогиба, перераспределения момента и деформаций в бетоне и арматуре и сравниваются с прогнозами кода относительно несущей способности и прогиба. На основе экспериментальных результатов предлагается модифицированная модель для лучшего прогнозирования прогиба непрерывных балок с арматурой из стеклопластика.

После обзора литературы был сделан вывод, что в очень небольшом количестве экспериментальных исследований непрерывных балок с продольным армированием из стеклопластика использовалось усиление из стеклопластика для хомутов [3, 14, 22].В исследованиях, проведенных на балках с армированием из стеклопластика, в основном использовалась стальная арматура для хомутов. В этом случае проблема с коррозией железобетонных элементов все еще присутствует, особенно в агрессивных средах. Проблема возрастает, когда известно, что влияние хомутов из стеклопластика и стальных хомутов на поведение балок различно [14]. Что касается ранее упомянутого, в этих экспериментальных исследованиях, помимо продольной арматуры из стеклопластика, она также использовалась для стремена.

3. Экспериментальная программа

Экспериментальная программа состояла из шести непрерывных балок общей длиной 3940 мм, с двумя равными пролетами длиной 1850 мм, с прямоугольным поперечным сечением 150 × 250 мм и с продольным и поперечным армированием из стеклопластика. . Кроме того, единственная балка со стальной арматурой была принята в качестве управляющей балки. Все балки были исследованы до разрушения, нагружены сосредоточенными силами в середине обоих пролетов. Балки были разделены на две серии с разными продольными стержнями из стеклопластика, и все они были рассчитаны на одинаковую разрушающую нагрузку.Размеры и геометрия неразрезных балок и распределение нагрузок приведены на рисунке 1.


С учетом балок серии 1 продольное усиление балки G1-0 было рассчитано на упругие изгибающие моменты по балке, а усиление балок G1-15 и G1-25 было получено для предполагаемого перераспределения момента при средней поддержке 15% и 25%, соответственно. Для балок G1-15 и G1-25 это означало меньшее количество армирования в средней опоре и большее количество арматуры в середине пролета по сравнению с балкой G1-0.Таким образом, для расчетной разрушающей нагрузки были получены модели с 0% (G1-0), 15% (G1-15) и 25% (G1-25) расчетным перераспределением момента от средней опоры к середине пролета. Степень армирования балки G1-0 на средней опоре была выбрана так, чтобы она была примерно в 3 раза выше, чем сбалансированная степень армирования, что соответствует рекомендациям кодексов, согласно которым балки с арматурой FRP должны проектироваться так, чтобы испытывать разрушение бетона при сжатии. Таким образом, после перераспределения момента было предусмотрено, что все поперечные сечения во всех балках Серии 1 были спроектированы так, чтобы иметь коэффициент усиления выше сбалансированного коэффициента усиления.Управляющая балка со стальной арматурой (S1-15) была спроектирована для достижения перераспределения момента 15% от средней опоры к середине пролета. Балки серии 2 были спроектированы так же, как балки серии 1, только с различными типами продольной арматуры из стеклопластика. Также были приняты модели с 0% (G2-0), 15% (G2-15) и 25% (G2-25) перераспределением расчетного момента от средней опоры к середине пролета балки.

Все балки спроектированы в соответствии с ACI 440.1R-15 [23], тогда как CSA S806-12 [24], CNR-DT-203 [25] и EC2-04 [26] использовали в качестве контроля. Для усиления сдвига хомуты из стеклопластика были приняты для балок с продольной арматурой из стеклопластика, аналогично стальным хомутам для балки S1-15 с продольной стальной арматурой. Стремена диаметром 8 мм были приняты на расстоянии 60 мм для внутреннего пролета сдвига и в пространстве 120 мм для внешнего пролета сдвига для всех балок, чтобы предотвратить разрушение балок из-за сдвига. Детали армирования экспериментальных моделей приведены в таблице 1.


Балка День испытаний Верхняя арматура средней опоры Средняя опора-нижняя арматура Прочность бетона на сжатие f c 21 (МПа) армирование EA (кН) Коэффициент усиления (ACI) Продольная арматура EA (кН) Коэффициент усиления (ACI)
ρ f (%) ρ fb (%) ρ f / ρ fb ρ f (%) ρ fb (%) ρ / ρ fb

S1-15 28 2Ø10 + 1Ø12 49526 0 .82 1,26 0,65 2 Ø12 + 1 Ø10 54763 0,92 1,31 0,71 42,2
G1-0 29 3Ø14 20318 0,46 3,01 2 Ø12 + 1 Ø10 13558 1,00 0,57 1,75 42,2
G1-15 30 2 Ø10 + 1 Ø14 12604 0.86 0,53 1,63 2 Ø12 + 1 Ø14 17415 1,19 0,46 2,58 42,2
G1-25 30 2 Ø10 + 1 Ø12 11153 0,74 0,51 1,44 2 Ø14 + 1 Ø12 18867 1,25 0,45 2,80 42,2
G2-0 28 4 Ø12 17654 1.11 0,33 3,35 2Ø10 + 2Ø9 10734 0,65 0,29 2,27 50,2
G2-15 29 3Ø10 + 1Ø12 12482 0,79 12482 0,79 0,33 2,37 2Ø12 + 2Ø9 14182 0,86 0,32 2,69 50,2
G2-25 30 3Ø9 8033 0.48 0,29 1,70 3Ø12 + 1Ø10 15930 1,10 0,37 3,02 50,2

3,1. Материалы
3.1.1. Армирование

В этих экспериментальных исследованиях использовались два типа армирования из стеклопластика: обернутые стержни из стеклопластика с 70% продольных стекловолокон (Е-стекло) в общем объеме, пропитанные ненасыщенной полиэфирной матрицей для серии 1 (обозначена G1), и армирование стеклопластиком 75% продольных стекловолокон (Е-стекло), пропитанных эпоксидной матрицей для серии 2 (обозначено G2).Армирование из стеклопластика с полиэфиром было обернуто стекловолокном, а армирование из стеклопластика с эпоксидной смолой — арматурой (рис. 2). Во всех балках использовались стремена из стеклопластика с полиэстером. По прогнозам производителя арматура из стеклопластика с полиэфирной матрицей имеет номинальный предел прочности на разрыв f = 700 МПа и модуль упругости E = 40000 МПа, тогда как арматура из стеклопластика с эпоксидной матрицей имеет номинальный предел прочности на растяжение. прочность f = 1100 МПа и модуль упругости E = 50000 МПа.Чтобы более точно определить перераспределение расчетного момента и обеспечить одинаковую разрушающую нагрузку для балок одной серии, вдоль балки использовались различные диаметры стеклопластика и стальной арматуры. Для каждого диаметра арматуры GFRP были определены реальные площади поперечного сечения стержня, аналогичные эквивалентному диаметру, по крайней мере на пяти образцах длиной 200 мм. Кроме того, для каждого диаметра стержней пять образцов были исследованы на растяжение до разрушения, чтобы определить механические и деформационные характеристики арматуры из стеклопластика, все в соответствии с ACI 440.3Р-12 [27]. Средние значения результатов испытаний приведены в таблице 2.


91

Диаметр Реальная площадь стержня A (мм 2 ) Предел прочности при растяжении f u (МПа) Предел текучести f y (МПа) Модуль упругости E (МПа) Предел деформации ε u (‰)

G -1-Ø8 39.9 714,8 42640 16,8
GFRP-1-Ø10 70,6 703,1 41300 17,0
GFRP-1-Ø12 865,9 45832 18,9
GFRP-1-Ø14 152,8 813,5 44324 18,4
GFRP-2-Ø9 53.3 1170,4 50235 23,3
GFRP-2-Ø10 61,5 1059,3 43734 24,2
GFRP-2-Ø12 1060,4 48182 22,0
Сталь Ø10 78,5 639,5 509,6 188064 2,7 a
Сталь Ø12 113.1 622,5 452,7 176835 2,6 a

a ε y = деформация текучести стальной арматуры.

3.1.2. Бетон

Два спроектированных класса бетона 40 МПа и 45 МПа использовались в экспериментальных исследованиях для балок серии 1 и серии 2 соответственно, чтобы обеспечить одинаковую разрушающую нагрузку для всех балок.Для каждой серии балок прочность бетона на сжатие через 28 дней была получена в соответствии с исследованием 8 кубов с кромкой 150 мм, 8 кубов с кромкой 200 мм и 17 цилиндров размером 150/300 мм. Средние значения результатов испытаний прочности бетона на сжатие на цилиндрах 150/300 мм приведены в таблице 1.

3.2. Испытательная установка и приборы

Непрерывные балки состояли из двух равных пролетов, размещенных на трех опорах над стальными опорами. Концевые опоры были спроектированы как подвижные в горизонтальном направлении, а средняя опора спроектирована так, чтобы предотвратить горизонтальное перемещение.Экспериментальные модели рассматривались в замкнутом каркасе, состоящем из уникальной системы горизонтальных балок и вертикальных стяжек. Нагрузка размещалась на двух гидравлических прессах, усилием 200 кН, в середине обоих пролетов.

Двенадцать электрических тензодатчиков были размещены на арматуре продольного растяжения как в нижней, так и в верхней зонах каждой балки. Также на сжатую арматуру были размещены три тензодатчика по схеме, представленной на рисунке 3. Два тензодатчика были размещены в зоне сжатия неразрезных балок в критических сечениях на расстоянии 1 см от нижнего (у средней опоры), аналогично это на верхнем крае бетона (в середине пролета), чтобы можно было измерить деформации сжатого бетона.Прогибы неразрезных балок по пролету регистрировались преобразователями LVDT точности 1/100 мм и 1/50 мм, которые устанавливались на уровне нижнего края балки. Три преобразователя LVDT были прикреплены к каждому пролету, в середине, в четверти и трех четвертях пролета балки. Для каждого приращения, то есть уровня нагрузки, регистрировали появление и развитие вертикальных и, возможно, сдвиговых трещин вдоль балки. Максимальная ширина нескольких трещин измерялась в критических сечениях, в пролете и в средней опоре с помощью микроскопической лупы (Zeiss) с 0.025 мм точности. Весоизмерительные ячейки были размещены под концевыми опорами, грузоподъемность 100 кН, для измерения концевых реакций. Схема измерительного оборудования неразрезных балок приведена на рисунках 3 и 4.



3.3. Процедура испытаний

Нагрузка была приложена к балкам как монотонно статическая растущая нагрузка с приращениями от нуля до разрушения. В начале испытаний нагрузка прикладывалась с шагом примерно 2-3 кН, а после развития первых трещин с шагом 5 кН.Когда было достигнуто примерно 80% расчетной разрушающей нагрузки, снова прикладывалась нагрузка с шагом 2-3 кН. Скорость воздействия нагрузки каждого шага составляла примерно 5 кН / мин. Все электронные данные были собраны в компьютере с использованием регистратора данных.

4. Результаты тестирования
4.1. Виды разрушения

Все балки Серии 1 и Серии 2 были спроектированы с учетом разрушения бетона при сжатии. Балка S1-15 продемонстрировала типичный пластичный изгиб с высокими значениями деформации и прогиба до разрушения.В средней опоре существующие трещины значительно расширились при разрушении. Сначала в средней опоре уступила растягивающая арматура, а после — растяжимая арматура в середине пролета балки. Разрушение балки G1-0 было вызвано разрушением бетона при сжатии в середине пролета в сочетании со сдвигом, когда одна трещина в пролете по диагонали распространялась в направлении места нагрузки. Это приводит к разрыву стержней из стеклопластика в зоне сжатия из-за эффекта дюбеля и одного хомута из стеклопластика в месте его изгиба.Внутри балки G1-15 разрушение бетона при сжатии произошло в средней опоре, когда одна трещина у опоры по диагонали распространилась в сторону опоры. Разрушение балки Г1-25 возникло одновременно в средней опоре, где дробление бетона сопровождалось сдвигом, и в середине пролета, где дробление бетона проявилось в виде отслаивания покрытия в продолжении диагональной трещины. это произошло во внешнем пролете сдвига.

Вид разрушения балок G2-0 и G2-25 был аналогичным, вызванным разрушением бетона при сжатии в середине пролета в сочетании со сдвигом, когда одна трещина во внутреннем пролете сдвига по диагонали распространялась к месту нагрузки.Разрушение в середине пролета сопровождалось разрушением бетона в зоне сжатия в средней опоре в пределах обеих балок. В то же время в балке G2-25 раздробление бетона проявилось в виде скола покрытия в середине пролета при продолжении диагональной трещины, возникшей во внешнем пролете сдвига. В балке G2-15 разрушение бетона при сжатии произошло в средней опоре в сочетании со сдвигом с характерным отрывом. Все продольные сжатые и растянутые стержни и хомуты из стеклопластика разорвались на этом участке из-за эффекта дюбеля.Виды разрушения всех балок приведены на рисунке 5. Можно сделать вывод, что все неразрезные балки с арматурой из стеклопластика испытали разрушение бетона при сжатии в сочетании со сдвигом, в то время как балка со стальной арматурой испытала разрушение из-за пластичного изгиба.

4.2. Образцы трещин

В таблице 3 приведены разрушающие нагрузки, аналогичные нагрузкам при первых трещинах в середине пролета и в средней опоре для всех балок. Видно, что первая трещинная нагрузка была значительно выше в балке S1-15, чем в балках без исключения с армированием из стеклопластика.Это можно объяснить высоким модулем упругости стальной арматуры по сравнению с арматурой из стеклопластика (в 3,8–4,5 раза выше), что позволяет сделать вывод о том, что момент растрескивания зависит не только от прочности бетона на растяжение, но и от модуля упругости арматуры. . Что касается всех балок с армированием из стеклопластика, первые трещины в середине пролета и в средней опоре были вертикальными и появлялись почти одновременно при очень одинаковых нагрузках. Причем, особенно для балок серии 1, сразу после появления трещины значительно расширились по высоте и вошли в последнюю четверть высоты сечения, что дополнительно повлияло на снижение жесткости этого сечения.


Балка Нагрузка при первой трещине (кН) Разрушающая нагрузка (кН)
Левый промежуточный пролет Правый промежуточный пролет Средняя опора Средняя опора

S1-15 32 32 25 134,3 0,238 0,186
G1-0 15 13 13 115.6 0,112 0,112
G1-15 11 13 13 115,2 0,095 0,113
G1-25 13 13 13 119,6 0,109 0,109
G2-0 20 20 17 125,2 0,160 0,136
G2-15 17 17 17 124.9 0,136 0,136
G2-25 17 17 15 137,8 0,123 0,109

Появление новых трещин и их распространение существующих трещин в балках серии 1 с арматурой из стеклопластика, стабилизированной при нагрузке, которая соответствует примерно 60% разрушающей нагрузки. Расстояние между трещинами в среднем составляло от 120 до 180 мм и не соответствовало расстоянию между стременами.Видно, что в балках с арматурой из стеклопластика образовалось меньшее количество трещин, чем в балке S1-15 со стальной арматурой, где расстояние между трещинами составляло от 60 до 100 мм во внутреннем пролете, что в основном соответствовало расстоянию между ними. стремена. Это свидетельствует о плохой прочности связи между арматурой из стеклопластика и окружающим бетоном, что привело к появлению больших трещин на уже появившихся трещинах в критических сечениях. Это явление было также зарегистрировано несколькими исследователями, которые исследовали балки с армированием FRP [16].Что касается балок G1-15 и G1-25, это было видимое появление длинных горизонтальных трещин в зоне растяжения при нагрузках, близких к разрушению, что означает, из-за больших прогибов, соскальзывание арматуры с бетона в этой части балки (рис. 5).

Что касается балок серии 2, с арматурой из стеклопластика арматурой, количество трещин было больше при меньшей ширине по сравнению с балками серии 1. Трещины появились в области прогиба и в области момента заклинивания до разрушения, что связано с тем, что максимальное количество из них формировалось до нагрузки, соответствующей примерно 60% отказоустойчивой нагрузки.Развитие трещин при увеличении нагрузки полностью соответствовало принятой арматуре в критических сечениях; т. е. большее количество арматуры соответствовало большему количеству образовавшихся трещин в сечении. Наибольшее количество трещин в средней опоре образовалось в балке G2-0, с чрезвычайно широкой зоной скучивания, в которой появились трещины, из-за наибольшей осевой жесткости арматуры по сравнению с балками G2-15 и G2-25. В середине пролета наибольшее количество трещин с самой широкой зоной провисания появилось в балке G2-25, с наибольшим количеством арматуры в середине пролета.Развитие трещин в балках серии 2 было аналогично тому, что в балке S1-15, и соответствовало пространству между скобами, что указывает на хорошую прочность сцепления между арматурой из стеклопластика и окружающим бетоном. Более выраженные диагональные трещины при более высоких уровнях нагрузки для балок серии 2, особенно во внутреннем пролете сдвига, по сравнению с балкой S1-15, указывают на увеличение касательных напряжений в балках с арматурой из стеклопластика, что можно напрямую отнести к к использованию хомутов из стеклопластика вместо стальных хомутов.Особенно ярко это проявилось в балке G2-0, в которой из-за большей осевой жесткости арматуры в средней опоре и достижения «противоположного» перераспределения внутренних сил (раздел 4.5) появились более высокие касательные напряжения во внутреннем пролете сдвига, по сравнению с балками G2-15 и G2-25, вызывая большое количество трещин сдвига в области момента скручивания (рис. 5).

4.3. Ширина трещины

На рисунках 6 и 7 развитие максимальной ширины трещины при изгибе в зависимости от нагрузок дано для всех балок, в середине пролета и в средней опоре, соответственно.Можно видеть, что балки серии 1 имели большую максимальную ширину трещин при изгибе, чем балки серии 2. Это не только следствие немного более низкого модуля упругости арматуры из стеклопластика, используемой в балках серии 1, но и следствие того, что низкая прочность сцепления этой арматуры из стеклопластика с бетоном. Кроме того, балка S1-15 имела наименьшую ширину трещины по сравнению с балками с арматурой из стеклопластика из-за значительно большего модуля упругости стальной арматуры по сравнению с арматурой из стеклопластика.Однако при более высоких уровнях нагрузки, когда стальная арматура уступила, максимальная ширина трещины была больше в балке S1-15, чем в балках с арматурой из стеклопластика.



В середине пролета балок Серии 1 с арматурой из стеклопластика развитие максимальной ширины трещины было значительно выровнено до тех пор, пока нагрузки, которые соответствовали 40% разрушающей нагрузки, независимо от того, что арматура в балка G1-0 имела меньшую жесткость (EA = 13558 кН) по сравнению с усилением балок G1-15 (EA = 17415 кН) и G1-25 (EA = 18867 кН).При разрушении наименьшая максимальная ширина трещины в середине пролета была в балке G1-25 с наибольшим количеством арматуры в середине пролета. В опоре влияние жесткости арматуры было очевидным, а это означает, что меньшая осевая жесткость арматуры в средней опоре приводила к большей ширине трещин в балках. Таким образом, для большинства различных уровней нагрузки наибольшая ширина трещины была в балке G1-25 (EA = 11153 кН), а наименьшая — в балке G1-0 (EA = 20318 кН).

Внутри балок серии 2 осевая жесткость арматуры GFRP была четко выражена по максимальной ширине трещин, как в середине пролета, так и в средней опоре.Для начальных уровней нагрузки максимальная ширина трещины в середине пролета была почти одинаковой для всех балок серии 2. Для более высоких уровней нагрузки балка G2-25 показывала наименьшую максимальную ширину трещины с наибольшей осевой жесткостью арматуры в середине пролета (EA = 15930 кН), а балка G2-0 показала наибольшую максимальную ширину трещины с наименьшей осевой жесткостью арматуры в середине пролета (EA = 10734 кН). В средней опоре балка G2-25 показала наибольшую максимальную ширину трещины с наименьшей осевой жесткостью арматуры на опоре (EA = 8033 кН) по сравнению с балками G2-0 (EA = 12482 кН) и G2-15 (EA = 17654 кН).

4.4. Отклик на прогиб

На рисунке 8 диаграммы средней нагрузки прогиба для обоих пролетов приведены для всех балок. Отличительной особенностью всех балок является то, что они показали линейное поведение прогиба от нагрузки до образования трещин. Сразу после появления первой трещины в балках с арматурой из стеклопластика произошло значительное снижение жесткости сечения, которое является результатом низкого модуля упругости арматуры из стеклопластика, и проявилось в резком изменении скорости кривых нагрузки-прогиба. .Балки серии 1 зафиксировали более высокое увеличение прогиба непосредственно перед появлением трещин по сравнению с балками серии 2.


Внутри балок серии 1 при том же уровне нагрузки, как и ожидалось, прогиб балок с Арматура из стеклопластика была намного выше, чем в балке С1-15 со стальной арматурой. Это результат большей ширины трещин в балках с арматурой из стеклопластика, т. Е. Меньшей жесткости сечения. При более высоких уровнях нагрузки наибольший прогиб показал балка G1-0 с наименьшей жесткостью арматуры в середине пролета.Балки G1-15 и G1-25 имели практически одинаковые средние значения прогиба при нагружении, что ожидается из-за небольшой разницы в жесткости арматуры GFRP в середине пролета балки.

Для балок серии 2 можно было увидеть, что прогибы были довольно равномерными во время нагрузки, независимо от различных значений осевой жесткости арматуры в критических сечениях. При более высоких уровнях нагрузки наибольшее отклонение было продемонстрировано балкой G2-15 (EA = 14182 кН), а наименьшее отклонение — балкой G2-25 (EA = 15390 кН).Тем не менее, балка G2-0 имела значительно меньшую жесткость в середине пролета (EA = 10734 кН) по сравнению с балкой G2-15, а также имела меньший прогиб. Это является следствием значительного «противоположного» перераспределения момента от середины пролета к средней опоре (раздел 4.5), то есть значительно меньшего момента в середине пролета балки G2-0. Таким образом, можно сделать вывод, что осевая жесткость арматуры в середине пролета имеет решающее значение не только для прогиба балки, но и для отношения осевой жесткости растягивающей арматуры в средней опоре и в середине пролета.

4.5. Перераспределение момента

Измерение реакций служило для определения внутренних сил, т. Е. Изгибающих моментов, вдоль неразрезной балки, на основании которых анализировался процесс перераспределения момента. Перераспределение моментов было получено путем сравнения фактических изгибающих моментов и моментов, полученных с помощью анализа упругости. В таблице 4 приведены изгибающие моменты при отказе и изгибающие моменты, полученные с помощью анализа упругости, аналогично проценту перераспределения достигнутого момента при отказе для всех балок.


Балка Моменты при разрыве (кНм) Моменты на основе анализа упругости (кНм) Достигнутый процент перераспределения момента при разрыве (%)
Средняя опора Левый переходник Переходник правый Средний опор Переходник

S1-15 45,1 39,2 39.9 46,6 38,8 3,1
G1-0 40,3 32,7 33,9 40,1 33,4 −0,5
G1-15 29,2 38,8 38,5 40,0 33,3 26,9
G1-25 33,8 38,2 38,7 41,5 34,6 18,5
G2-0 50.6 31,2 34,0 43,4 36,2 −16,4
G2-15 35,3 41,9 38,3 43,3 36,1 18,5
G2-25 35,0 46,8 45,7 47,8 39,8 26,7

Приведены развитие изгибающих моментов и перераспределение моментов в средней опоре для всех балок в зависимости от приложенной нагрузки. на рисунках 9 и 10 соответственно.Подъемы, т. Е. Изменения в тенденциях, очевидны на диаграммах моментов и перераспределения моментов при более низких уровнях нагрузки, особенно для балок серии 1 при появлении первых трещин в середине пролета и в средней опоре. Это можно объяснить резким изменением жесткости критических участков — от участков без трещин до участков с трещинами (значительная ширина и высота трещин). После стабилизации рисунка трещин при более высоких уровнях нагрузок изгибы на диаграммах перераспределения момента менее выражены.



Внутри балки G1-0, спроектированной на основе анализа упругости, наблюдается «противоположное» перераспределение момента с максимальным значением 23% после появления первых трещин. При выходе из строя это значение значительно уменьшилось и составило 0,5%, что полностью соответствовало расчетным значениям. «Противоположное» перераспределение вызвало соотношение между осевой жесткостью растянутой арматуры GFRP между средней опорой и средним пролетом, которое было пронумеровано 1,5. Балка G1-15 была спроектирована для достижения перераспределения 15%, и она имела отношение осевой жесткости растягивающей арматуры в середине пролета и в средней опоре, равное 1.38. При неудаче перераспределение моментов на средней опоре было значительно увеличено и составило 27%. Внутри балки G1-25, рассчитанной на достижение 25% перераспределения момента, перераспределение момента отказа 18,5% было достигнуто, даже несмотря на то, что соотношение между осевой жесткостью арматуры в критических сечениях было пронумеровано 1,69. Для большинства уровней во время нагружения балка G1-25 имела перераспределение момента более 20% (Рисунок 10).

Внутри балки S1-15 со стальной арматурой перераспределение момента ожидалось после выхода арматуры в опоре.Тем не менее, на диаграмме рисунка 9 можно увидеть, что после появления трещин рост момента на опоре был выше, чем рост момента в середине пролета. Причина этого в том, что после уступки арматуры в опоре появилась также уступка арматуры в середине пролета. Тогда гораздо более высокие напряжения в средней опоре, чем в середине пролета, вероятно, приведут к усилению арматуры в опоре, что обеспечило принятие дополнительного момента.Из-за этого перераспределение моментов было достигнуто всего на 3%. На диаграмме рисунка 10 можно заметить, что перераспределение момента в пучке S1-15 почти всегда было меньше, чем в пучке G1-15. Причиной такого поведения балки S1-15 по сравнению с балкой G1-15 было соотношение жесткости критических сечений. Более того, гораздо более низкий модуль упругости арматуры из стеклопластика по сравнению со сталью обеспечивает гораздо более широкие трещины в балках с арматурой из стеклопластика, аналогично более доминирующему влиянию арматуры на жесткость сечения вдоль непрерывной балки.Следовательно, соотношение жесткостей критических сечений в основном зависит от осевой жесткости арматуры, которая обеспечивает большое соотношение жесткостей критических сечений. Таким образом, легко можно увидеть упор на упругое перераспределение внутренних сил в балках с арматурой из стеклопластика по отношению к балкам со стальной арматурой.

Внутри балки G2-0, спроектированной на основе внутренних сил, полученных в результате анализа упругости, на начальных уровнях нагрузки было замечено увеличение момента в середине пролета по сравнению с моментом в средней опоре.После появления первых трещин вдоль балки тенденция перераспределения момента изменилась, т. Е. Произошло значительное увеличение момента захвата по сравнению с моментом, полученным при упругом анализе. Эта тенденция увеличения момента сохранялась до выхода из строя балки. Таким образом, «противоположное» перераспределение момента произошло при отказе 16,4%, на что сильно повлиял коэффициент осевой жесткости арматуры в средней опоре и в середине пролета, который был пронумерован 1,65. Балки G2-15 и G2-25, предназначенные для достижения перераспределения момента от средней опоры к середине пролета 15% и 25%, достигли более высокого процента перераспределения при отказе 18.5% и 26,7%, с соотношением осевой жесткости арматуры GFRP между критическими сечениями 1,14 и 1,98, соответственно. Во время всего процесса нагружения балки имели положительное перераспределение момента, которое было результатом «настройки» балок с помощью принятой арматуры, т. Е. Осевой жесткости арматуры, которая на участке с трещинами имела большой вклад в жесткость. критических секций, как обсуждалось ранее. В пределах балок Г2-15 и Г2-25 наблюдалось усиление перераспределения момента при разрушении, вероятно, в результате развития полной нелинейности сжатого бетона.

4.6. Деформации в арматуре и бетоне

На рисунках 11 и 12 показаны изменения деформаций растянутой арматуры и сжатого бетона в средней части пролета и в средней опоре против приложенной нагрузки для испытанных балок, соответственно. Это явный характерный рост значений деформаций в растягивающей арматуре после появления первых трещин в каждом критическом сечении, что особенно заметно у балок серии 1.



Для балок серии 1 при уровнях нагрузки. после появления первых трещин деформации в арматуре в середине пролета и на опоре были выше в балках с арматурой из стеклопластика, чем в балке S1-15 со стальной арматурой.Однако при более высоких уровнях нагрузки, после деформации стальной арматуры, деформации в балке S1-15 значительно увеличились и превзошли значения деформаций в балках с арматурой из стеклопластика. Сравнивая деформации в арматуре балок с деформациями в арматуре из стеклопластика, очевидно, что в середине пролета деформации были самыми высокими в балке G1-0 из-за самой низкой жесткости этой арматуры, тогда как у опоры деформации были самыми высокими в балке G1-0. балка Г1-25, особенно при повышенных уровнях нагрузки.

Внутри балок серии 2 достаточно равномерное развитие деформаций в растягивающей арматуре в середине пролета, независимо от значительных различий в величине, т.е.е. можно было заметить осевую жесткость принятой арматуры балок. При более высоких уровнях нагрузки до разрушения деформации в середине пролета балки G2-0 были примерно на 10% выше, чем в балке G2-15, и в среднем на 5% выше по сравнению с балкой G2-25. При разрушении деформации в балках Г2-0 и Г2-15 были практически одинаковыми, а наибольшие деформации приходились на балку Г2-25, которая достигла максимальной несущей способности. Как уже упоминалось, это можно объяснить достигнутым перераспределением моментов, благодаря которому жесткость арматуры соответствовала более высоким изгибающим моментам.Из-за этого более низкие деформации не соответствовали большему количеству армирования, и наоборот. Сравнивая деформации растягивающей арматуры в средней опоре, разница в значениях деформации была значительно более выраженной, чем в середине пролета. Более высокие деформации были в балке G2-25, а наименьшие деформации были в балке G2-0, что полностью соответствовало принятой арматуре на средней опоре. Максимальные деформации при растяжении не достигли ни предельных значений, ни одной балки серии 1 и серии 2, что связано с тем фактом, что балки были спроектированы с учетом разрушения бетона при сжатии.Наибольшие измеренные деформации в средней опоре были в балке G2-25 и составили 23, что было очень близко к предельному значению 23,3 ‰, показанному в таблице 2.

Из рисунков 11 и 12 видно, что в определенные критические сечения в середине пролета, значения деформации в сжатом бетоне 3 ‰, которые определены как предельные в ACI 440.1R-15 [23], были достигнуты и превышены как в балках Серии 1, так и в балках Серия 2. Для некоторых балок на средней опоре также было замечено, что в сжатом бетоне были измерены несколько более низкие значения деформации, поскольку при более высоких уровнях нагрузки, превышающей 70% разрушающих нагрузок, деформации начинают уменьшаться, что можно объяснить тем, что появление диагональных трещин возле тензодатчика.

5. Сравнение экспериментальных результатов с результатами, предсказанными кодом
5.1. Допустимая нагрузка

Все балки были спроектированы в соответствии с ACI 440.1R-15 [23], в то время как CSA S806-12 [24] и EC2-04 [26] использовались в качестве контрольных. При проектировании использовались данные производителя для арматуры из стеклопластика, а также расчетная прочность бетона на сжатие. Что касается различия фактических и проектных характеристик материалов, были получены разные экспериментальные значения разрушающей нагрузки.Расчетная нагрузка отказа была получена как нагрузка, при которой одна из критических секций достигла изгибной способности, то есть как нижнее значение несущей способности в середине пролета и в средней опоре. При определении расчетной разрушающей нагрузки было принято во внимание расчетное перераспределение момента от средней опоры к промежуточному пролету. В таблице 5 экспериментальные нагрузки отказа приведены в сравнении с расчетными нагрузками отказа в соответствии с действующими нормами для элементов с армированием из стеклопластика ACI 440.1R-15 [23], CSA S806-12 [24] и EC2-04 [26] для всех экспериментальных моделей.


Балка Разрушающая нагрузка-несущая способность (кН)
Experiment ACI CSA EC2 Exp./ACI Exp./ACI Exp./ACI ./CSA Exp./EC2

S1-15 134,3 90,1 88.8 90,1 1,49 1,51 1,49
G1-0 115,6 115,4 126,3 141,3 1,00 0,92 0,82
G1-15 115,2 111,8 123,0 137,0 1,03 0,94 0,84
G1-25 119,6 117,4 128,6 143.8 1,02 0,93 0,83
G2-0 125,2 113,6 128,0 145,2 1,10 0,98 0,86
G2-15 124,9 117,2 131,7 149,8 1,07 0,95 0,83
G2-25 137,8 110,8 125,2 141,7 1.24 1,10 0,97

Из таблицы 5 ясно, что ACI 440.1R-15 [23] обеспечивает очень хорошее прогнозирование разрушающей нагрузки для непрерывных балок с арматурой из стеклопластика. CSA S806-12 [24] и EC2-04 [26] предсказывают более высокие значения разрушающих нагрузок, чем полученные в результате экспериментальных испытаний. Это происходит потому, что ACI 440.1R-15 [23] предполагает предельный штамм 3,0, а CSA S806-12 [24] и EC2-04 [26] предполагает предельный штамм 3.5 ‰. Измеренные значения деформаций в бетоне вблизи разрушения ближе к значениям 3 ‰, что является причиной того, что полученные экспериментальные разрушающие нагрузки согласуются с расчетными значениями в соответствии с ACI 440.1R-15 [23]. Каждая балка в соответствии с ACI 440.1R-15 [23] достигла расчетной грузоподъемности, где для балок серии 1 соотношение составляет 1,0–1,03, а для балок серии 2 — 1,07–1,24.

Хотя балки серии 1 и серии 2 с армированием из стеклопластика были спроектированы для достижения одинаковых разрушающих нагрузок, некоторые более высокие значения разрушающих нагрузок были получены для балок серии 2.Причиной этого явления могло быть скольжение арматуры из стеклопластика и окружающего бетона в балках серии 1. Уменьшение количества арматуры из стеклопластика в средней опоре и увеличение среднего пролета неразрезных балок в результате перераспределения расчетного момента привело к не влияют на снижение несущей способности неразрезных балок. Кроме того, балки G1-25 и G2-25 с расчетным перераспределением момента 25% достигли более высокой грузоподъемности по сравнению с балками с расчетным перераспределением момента 0% и 15%, на 5% и 10% соответственно. .

5.2. Реакция на прогиб-нагрузку

В качестве фона этой статьи утверждается, что до сих пор, в результате ряда исследований по изучению поведения простых балок с армированием из стеклопластика, был получен ряд выражений для определения прогиб-нагрузки. предлагается ответ. Для расчета прогиба неразрезных балок, нагруженных сосредоточенными силами в середине пролета, используется следующее уравнение, полученное с помощью анализа упругости: где используется жесткость и представляет собой эффективный момент инерции рассматриваемого сечения.Эффективный момент инерции рассчитывается в обоих критических сечениях следующим образом: где и — эффективный момент инерции в середине пролета и в средней опоре, соответственно.

ACI 440.1R-15 [23] предлагает уравнение для определения эффективного момента инерции, основанное на исследованиях, проведенных Бишоффом и Гроссом [9], с замечанием, что оно также может быть использовано с большой степенью надежности для элементов со стальной арматурой и для элементов с арматурой FRP, без эмпирических параметров: где — коэффициент интегрирования, который влияет на изменение жесткости вдоль элементов, а для балок, нагруженных сосредоточенными силами, он рассчитывается по следующему выражению:

Расчет прогиба, в в соответствии с CSA S806-12 [24], основан на зависимости кривизны момента вдоль пролета.Для расчета прогиба неразрезных балок на двух пролетах, нагруженных сосредоточенными силами в середине пролетов, можно использовать следующее выражение:

Хабиб и Ашур [15] исследовали поведение неразрезных балок с арматурой из стеклопластика и предложили модификацию выражение для расчета прогиба неразрезных балок, т. е. эффективного момента инерции, которое приведено в ACI 440.1R-06 [28]: где коэффициент уменьшает жесткость при растяжении для элементов с арматурой FRP, и он задается следующим образом: и где — коэффициент уменьшения, и он вводится в расчет для состояния после появления трещин, поскольку делается вывод о том, что модифицированное уравнение Брэнсона недооценивает прогиб для более высоких уровней нагрузки.

Кара и Ашур [19] пришли к выводу, основываясь на предыдущих исследованиях непрерывных балок с армированием из стеклопластика [1, 15, 16], что современные нормы недооценивают прогибы непрерывных балок из-за появления широких трещин над средней опорой, которые влияют на значительное снижение эффективной жесткости секции. Предлагается модифицированная жесткость сечения в середине пролета непрерывных балок за счет эффективного момента инерции: где — коэффициент уменьшения для балок с армированием из стеклопластика и AFRP, определяемый следующим выражением:

Ju et al.[11] предложили полуэмпирическую модель для определения эффективного момента инерции, которая основана на модификации уравнения Брэнсона, следуя подходу Тутанжи и Саффи [7]. Введен нелинейный параметр, который снижает эффективный момент инерции при более высоких уровнях нагрузки. Предлагаются следующие уравнения:

Диаграммы прогиба нагрузки, полученные расчетным путем согласно выражению (1) с использованием эффективного момента инерции согласно ACI 440.1R-15 [23], CSA S806-12 [24], Ju et al. .[11], Хабиб и Ашур [15], Кара и Ашур [19] сравниваются с экспериментальными результатами на рисунке 13 для всех лучей. Поскольку момент растрескивания является ключом к точности расчета прогиба, экспериментальные значения использовались для всех моделей, чтобы исключить его влияние на характеристики кривой. В соответствии с ACI 440.1R-15 [23], CSA S806-12 [24] и Ju et al. [11], для балок серии 1 уже на начальных уровнях нагрузки прогибы, полученные экспериментально, превышают расчетные прогибы, а для балок серии 2 согласование экспериментальных и расчетных диаграмм проводится только для нагрузок, которые соответствуют 35–40% отказоустойчивой нагрузки.Для более высоких уровней нагрузки значения, полученные в результате эксперимента, выше расчетных. Предложенная модель для расчета прогиба по Habeeb и Ashour [15] показывает лучшее согласие с экспериментальными результатами. При нагрузках, близких к разрушению, исключения возникают, в первую очередь из-за дополнительного спада кривой прогиб-нагрузка, полученной в эксперименте, когда речь идет о полном развитии нелинейности бетона. Модель Кара и Ашура для расчета прогиба [19] для непрерывных балок с арматурой из стеклопластика переоценивает прогиб, особенно при более низких уровнях нагрузки для всех балок.

Чтобы преодолеть указанные недостатки предыдущих моделей, предлагается модифицированная модель для расчета прогиба. Модель основана на уравнении Брэнсона, используемом в ACI 440.1R-06 [28], вводящем коэффициент со значением 0,7, который уменьшает эффективный момент инерции после появления трещин, по аналогии с моделью Хабиба и Ашура [15], и нелинейный параметр, предложенный Джу и др. [11], что дополнительно снижает эффективный момент инерции при более высоких уровнях нагрузки:

Было показано очень хорошее соответствие предложенной модели и экспериментальным результатам как при более низких, так и при более высоких уровнях нагрузки.Исключение составляют балки G1-15 и G1-25 при нагрузках сразу после растрескивания, когда произошло значительное увеличение прогиба, что указывает на плохую прочность связи между стержнями из стеклопластика и бетоном в этих балках. В частности, отмечается, что предложенная модель, использующая коэффициент, определенный Ju et al. [11], описывает хорошее развитие прогиба для более высоких уровней нагрузки, близких к разрушению, когда речь идет о полном развитии нелинейности бетона и дополнительном падении наклона кривой прогиб-нагрузка.Для проверки предложенной модели потребуются дальнейшие экспериментальные испытания.

6. Выводы

Предметом экспериментального исследования, показанного в этой статье, является рассмотрение шести непрерывных балок, армированных арматурой из стеклопластика, нагруженных сосредоточенными силами в середине пролета до разрушения для различных схем армирования вдоль балки. Результаты экспериментальных исследований сравниваются с положениями действующих норм и правил по нагрузочной способности и отклику от нагрузки.Основываясь на результатах этих исследований, можно сделать следующие выводы: (i) Непрерывные балки с арматурой из стеклопластика обладают способностью перераспределения момента по отношению к моментам, полученным при линейном упругом анализе, после появления первых трещин в бетоне. Значения перераспределения момента в основном зависят от жесткости критических сечений в опоре и в середине пролета, которые, в первую очередь, из-за широких и глубоких трещин, связаны с осевой жесткостью арматуры из стеклопластика в критических сечениях.На этом основано упругое перераспределение внутренних сил. (Ii) Непрерывные балки с армированием из стеклопластика показывают значительные предупреждения перед разрушением в виде больших прогибов, широких и глубоких трещин. Специально определено дополнительное искривление диаграммы прогиба при нагрузках, близких к разрушению, в результате развития полной нелинейности сжатого бетона. (Iii) Уменьшение количества арматуры из стеклопластика на средней опоре и увеличение количества арматуры из стеклопластика. в середине пролета неразрезных балок, в результате перераспределения расчетного момента по отношению к моментам, полученным с помощью анализа упругости, не оказывают отрицательного влияния на несущую способность неразрезных балок и в основном влияют на уменьшение прогиба.При увеличении перераспределения расчетного момента до 25%, несущая способность увеличивается на 5-10% в балках с армированием из стеклопластика. (Iv) Широкие и глубокие трещины, которые образуются в критических сечениях неразрезных балок с намотанными стержнями из стеклопластика с матрица из ненасыщенного полиэфира в меньшем количестве по сравнению с балками, армированными стальной арматурой или стержнями из стеклопластика с арматурой и эпоксидной матрицей, указывает на низкую прочность связи между арматурой из стеклопластика и окружающим бетоном. Напротив, балки с арматурой из стеклопластика с арматурой и эпоксидной матрицей, основанные на развитии трещин в балках, показывают очень хорошую прочность связи между арматурой из стеклопластика и бетоном.(v) ACI 440.1R-15 [23] обоснованно предсказывает разрушающую нагрузку для непрерывных балок с армированием из стеклопластика для чрезмерно армированных секций. CSA S806-12 [24] и EC2-04 [26] предсказывают значительно более высокие значения разрушающих нагрузок, чем полученные в результате эксперимента. (Vi) Текущие коды ACI 440.1R-15 [23] и CSA S806-12 [24] недооценивают прогиб неразрезных балок с арматурой из стеклопластика для более высоких уровней нагрузки. Модель, предложенная Хабибом и Ашуром [15], лучше согласуется с экспериментальными результатами. Предлагаемая модель для расчета прогиба непрерывных балок с арматурой из стеклопластика показывает очень хороший прогноз экспериментальных результатов в течение всего процесса нагружения.

Номенклатура
: Приложенная нагрузка в средней точке каждого пролета (кН)
: Нагрузка при разрыве (кН)
: Нагрузка в первой трещине (кН)
: Экспериментальная разрушающая нагрузка (кН)
: Расчетная разрушающая нагрузка (кН)
: Пролет балки (мм)
: Длина без трещин на половине длины балка (мм)
: Момент инерции полного сечения (мм 4 )
: Момент инерции при трещине (мм 4 )
: Эффективный момент инерции (мм 4 )
: Разрывной момент (кНм)
: Приложенный момент (кНм)
: Поперечное сечение шт. растянутой арматуры из стеклопластика (мм 2 )
: Модуль упругости арматуры из стеклопластика (МПа)
: Модуль упругости стальной арматуры (МПа)
: Модуль упругости бетона (МПа)
: Предел прочности на разрыв арматуры из стеклопластика (МПа)
: Предел текучести стальной арматуры (МПа)
: Прочность бетона на сжатие цилиндра (МПа)
: Предел деформации арматуры из стеклопластика
: Предел текучести стальной арматуры
: Предел деформации бетона
: Степень армирования стекловолокна
: Сбалансированная степень усиления из стеклопластика
: Опора Приведенный коэффициент уменьшения, используемый при расчете эффективного момента инерции неразрезной балки с арматурой из стеклопластика
: Предлагаемый коэффициент уменьшения, используемый при расчете эффективного момента инерции для неразрезной балки с арматурой из стеклопластика
: Коэффициент уменьшения, используемый при расчете эффективного момента инерции
: Прогиб в середине пролета балки (мм).
Доступность данных

Данные, использованные для подтверждения результатов этого исследования, можно получить у соответствующего автора по запросу.

Конфликт интересов

Авторы заявляют об отсутствии конфликта интересов в отношении публикации этой статьи.

Благодарности

Авторы выражают благодарность Инженерной палате Черногории за финансовую поддержку и черногорскому филиалу China Road and Bridge Corporation за пожертвование арматуры из стеклопластика для этого исследования, а также местным строительным компаниям из Черногории за пожертвование. добавок в бетон.Также первый автор выражает благодарность за техническую помощь Лаборатории инженерно-строительного факультета Университета Черногории.

1.2: Структурные нагрузки и система нагружения

2.1.4.1 Дождевые нагрузки

Дождевые нагрузки — это нагрузки из-за скопившейся массы воды на крыше во время ливня или сильных осадков. Этот процесс, называемый пондированием, в основном происходит на плоских крышах и крышах с уклоном менее 0,25 дюйма / фут. Заливка крыш возникает, когда сток после атмосферных осадков меньше количества воды, удерживаемой на крыше.Вода, скопившаяся на плоской или малоскатной крыше во время ливня, может создать большую нагрузку на конструкцию. Поэтому это необходимо учитывать при проектировании здания. Совет Международного кодекса требует, чтобы на крышах с парапетами были первичные и вторичные водостоки. Первичный водосток собирает воду с крыши и направляет ее в канализацию, а вторичный сток служит резервным на случай засорения первичного водостока. На рисунке 2.3 изображена крыша и эти дренажные системы. Раздел 8.3 стандарта ASCE7-16 определяет следующее уравнение для расчета дождевых нагрузок на неотклоненную крышу в случае, если основной слив заблокирован:

где

  • R = дождевая нагрузка на неотклоненную крышу в фунтах на кв. Дюйм или кН / м 2 .
  • d s = глубина воды на неотклоненной крыше до входа во вторичную дренажную систему (т. Е. Статический напор) в дюймах или мм.
  • d h = дополнительная глубина воды на неотклоненной крыше над входом во вторичную дренажную систему (т. Е. Гидравлический напор) в дюймах или мм. Это зависит от скорости потока, размера дренажа и площади, дренируемой каждым стоком.

Расход Q в галлонах в минуту можно рассчитать следующим образом:

Q (галлонов в минуту) = 0.0104 AI

где

  • A = площадь крыши в квадратных футах, осушаемая дренажной системой.
  • и = 100 лет, 1 час. интенсивность осадков в дюймах в час для местоположения здания, указанного в правилах водоснабжения.

Рис. 2.3. Водосточная система с крыши (адаптировано из Международного совета по кодам).

2.1.4.2 Ветровые нагрузки

Ветровые нагрузки — это нагрузки, действующие на конструкции ветровым потоком.Ветровые силы были причиной многих структурных нарушений в истории, особенно в прибрежных регионах. Скорость и направление ветрового потока непрерывно меняются, что затрудняет точное прогнозирование давления ветра на существующие конструкции. Это объясняет причину значительных усилий по исследованию влияния и оценки силы ветра. На рисунке 2.4 показано типичное распределение ветровой нагрузки на конструкцию. Основываясь на принципе Бернулли, взаимосвязь между динамическим давлением ветра и скоростью ветра может быть выражена следующим образом при визуализации потока ветра как потока жидкости:

где

  • q = воздух с динамическим ветровым давлением в фунтах на квадратный фут.
  • ρ = массовая плотность воздуха.
  • V = скорость ветра в милях в час.

Базовая скорость ветра для определенных мест на континентальной части США может быть получена из основной контурной карты скорости в ASCE 7-16 .

Предполагая, что удельный вес воздуха для стандартной атмосферы составляет 0,07651 фунт / фут 3 и подставляя это значение в ранее указанное уравнение 2.1, можно использовать следующее уравнение для статического давления ветра:

Для определения величины скорости ветра и его давления на различных высотах над уровнем земли прибор ASCE 7-16 модифицировал уравнение 2.2 путем введения некоторых факторов, учитывающих высоту сооружения над уровнем земли, важность сооружения для жизни и имущества человека, а также топографию его расположения, а именно:

где

K z = коэффициент скоростного давления, который зависит от высоты конструкции и условий воздействия. Значения K z перечислены в таблице 2.4.

K zt = топографический фактор, который учитывает увеличение скорости ветра из-за внезапных изменений топографии там, где есть холмы и откосы.Этот коэффициент равен единице для зданий на ровной поверхности и увеличивается с высотой.

K d = коэффициент направленности ветра. Он учитывает уменьшенную вероятность максимального ветра, идущего с любого заданного направления, и уменьшенную вероятность развития максимального давления при любом направлении ветра, наиболее неблагоприятном для конструкции. Для конструкций, подверженных только ветровым нагрузкам, K d = 1; для конструкций, подвергающихся другим нагрузкам, помимо ветровой, значения K d приведены в таблице 2.5.

  • K e = коэффициент высоты земли. Согласно разделу 26.9 в ASCE 7-16 , он выражается как K e = 1 для всех отметок.
  • V = скорость ветра, измеренная на высоте z над уровнем земли.

Три условия воздействия, классифицированные как B, C и D в таблице 2.4, определены с точки зрения шероховатости поверхности следующим образом:

Экспозиция B: Шероховатость поверхности для этой категории включает городские и пригородные зоны, деревянные участки или другую местность с близко расположенными препятствиями.Эта категория применяется к зданиям со средней высотой крыши ≤ 30 футов (9,1 м), если поверхность простирается против ветра на расстояние более 1500 футов. Для зданий со средней высотой крыши более 30 футов (9,1 м) эта категория будет применяться, если шероховатость поверхности с наветренной стороны превышает 2600 футов (792 м) или в 20 раз превышает высоту здания, в зависимости от того, что больше.

Экспозиция C: Экспозиция C применяется там, где преобладает шероховатость поверхности C. Шероховатость поверхности C включает открытую местность с разбросанными препятствиями высотой менее 30 футов.

Воздействие D: Шероховатость поверхности для этой категории включает квартиры, гладкие илистые отмели, солончаки, сплошной лед, свободные участки и водные поверхности. Воздействие D применяется там, где шероховатость поверхности D простирается против ветра на расстояние более 5000 футов или в 20 раз больше высоты здания, в зависимости от того, что больше. Это также применимо, если шероховатость поверхности с наветренной стороны равна B или C, и площадка находится в пределах 600 футов (183 м) или 20-кратной высоты здания, в зависимости от того, что больше.

Таблица 2.4. Коэффициент воздействия скоростного давления, K z , как указано в ASCE 7-16 .

Таблица 2.5. Фактор направления ветра, K d , как указано в ASCE 7-16 .

Тип конструкции

К d

Основная система сопротивления ветровой нагрузке (MWFRS)

Комплектующие и облицовка

0.85

0,85

Арочные крыши

0,85

Дымоходы, резервуары и аналогичные конструкции

Квадрат

Гексагональный

Круглый

0.9

0,95

0,95

Сплошные отдельно стоящие стены и сплошные отдельно стоящие и прикрепленные вывески

0,85

Знаки открытые и решетчатый каркас

0,85

Ферменные башни

Треугольник, квадрат, прямоугольник

Все остальные сечения

0.85

0,95

Чтобы получить окончательное внешнее давление для расчета конструкций, уравнение 2.3 дополнительно модифицируется следующим образом:

где

  • P z = расчетное давление ветра на лицевую поверхность конструкции на высоте z над уровнем земли. Он увеличивается с высотой на наветренной стене, но остается неизменным с высотой на подветренной и боковых стенах.
  • G = коэффициент воздействия порыва. G = 0,85 для жестких конструкций с собственной частотой ≥ 1 Гц. Коэффициенты порывов ветра для гибких конструкций рассчитываются с использованием уравнений в ASCE 7-16 .
  • C p = коэффициент внешнего давления. Это часть внешнего давления на наветренные стены, подветренные стены, боковые стены и крышу. Значения C p представлены в таблицах 2.6 и 2.7.

Чтобы вычислить ветровую нагрузку, которая будет использоваться для расчета элемента, объедините внешнее и внутреннее давление ветра следующим образом:

где

GC pi = коэффициент внутреннего давления из ASCE 7-16 .

Рис. 2.4. Типичное распределение ветра на стенах конструкции и крыше.

Таблица 2.6. Коэффициент давления на стенку, C p , как указано в ASCE 7-16 .

Ноты:

1. Положительные и отрицательные знаки указывают на давление ветра, действующее по направлению к поверхности и от нее.

2. L — размер здания, перпендикулярный направлению ветра, а B — размер, параллельный направлению ветра.

Таблица 2.7. Коэффициенты давления на крышу, C p , для использования с q h , как указано в ASCE 7-16 .

Пример \ (\ PageIndex {1} \)

Двухэтажное здание, показанное на рисунке 2.5 — это начальная школа, расположенная на ровной местности в пригороде, со скоростью ветра 102 миль в час и категорией воздействия B. Какое давление скорости ветра на высоте крыши для основной системы сопротивления ветровой силе (MWFRS)?

Рис. 2.5. Двухэтажное здание.

Решение

Средняя высота крыши ч = 20 футов

Таблица 26.10-1 из ASCE 7-16 утверждает, что если категория воздействия — B и коэффициент воздействия скоростного давления для h = 20 ′, то K z = 0.7.

Коэффициент топографии из раздела 26.8.2 ASCE 7-16 равен K zt = 1,0.

Коэффициент направленности ветра для MWFRS, согласно таблице 26.6-1 в ASCE 7-16 , составляет K d = 0,85.

Используя уравнение 2.3, скоростное давление на высоте 20 футов для MWFRS составляет:

В некоторых географических регионах сила, оказываемая скопившимся снегом и льдом на крышах зданий, может быть довольно огромной и может привести к разрушению конструкции, если не будет учтена при проектировании конструкции.

Предлагаемые расчетные значения снеговых нагрузок приведены в нормативных документах и ​​проектных спецификациях. Основой для расчета снеговых нагрузок является так называемая снеговая нагрузка на грунт. Снеговая нагрузка на грунт определяется Международными строительными нормами (IBC) как вес снега на поверхности земли. Снеговые нагрузки на грунт для различных частей США можно получить из контурных карт в ASCE 7-16 . Некоторые типичные значения снеговых нагрузок на грунт из этого стандарта представлены в таблице 2.8. После того, как эти нагрузки для требуемых географических областей установлены, их необходимо изменить для конкретных условий, чтобы получить снеговую нагрузку для проектирования конструкций.

Согласно ASCE 7-16 , расчетные снеговые нагрузки для плоских и наклонных крыш можно получить с помощью следующих уравнений:

где

  • р f = расчетная снеговая нагрузка на плоскую крышу.
  • р s = расчетная снеговая нагрузка для скатной крыши.
  • р г = снеговая нагрузка на грунт.
  • I = фактор важности. См. Таблицу 2.9 для значений коэффициента важности в зависимости от категории здания.
  • C e = коэффициент воздействия. См. Таблицу 2.10 для значений коэффициента воздействия в зависимости от категории местности.
  • C t = тепловой коэффициент. См. Типовые значения в таблице 2.11.
  • C s = коэффициент наклона.Значения C s приведены в разделах с 7.4.1 по 7.4.4 из ASCE 7-16 , в зависимости от различных факторов.

Таблица 2.8. Типичные снеговые нагрузки на грунт, указанные в ASCE 7-16.

Расположение

Нагрузка (PSF)

Ланкастер, Пенсильвания

Якутат, АК

Нью-Йорк, NY

Сан-Франциско, Калифорния

Чикаго, Иллинойс

Таллахасси, Флорида

30

150

30

5

25

0

Таблица 2.9. Коэффициент значимости снеговой нагрузки Is, как указано в ASCE 7-16.

Категория риска конструкции

Фактор важности

I

II

III

IV

0.8

1,0

1,1

1,2

Таблица 2.10. Коэффициент экспозиции, C e , как указано в ASCE 7-16 .

Таблица 2.11. Температурный коэффициент, C t , как указано в ASCE 7-16 .

Температурное состояние

Температурный коэффициент

Все конструкции, кроме указанных ниже

1.0

Конструкции, поддерживаемые чуть выше точки замерзания, и другие конструкции с холодными вентилируемыми крышами, в которых тепловое сопротивление (R-значение) между вентилируемым и отапливаемым помещениями превышает 25 ° F × h × ft 2 / BTU (4,4 K × м 2 / Ш)

1,1

Неотапливаемые и открытые конструкции

1.2

Конструкции намеренно удерживаются ниже точки замерзания

1,3

Теплицы с постоянным обогревом с крышей, имеющей тепловое сопротивление (значение R) менее 2,0 ° F × в × фут 2 / BTU

0,85

Пример 2.4

Одноэтажный отапливаемый жилой дом, расположенный в пригороде Ланкастера, штат Пенсильвания, считается частично незащищенным. Крыша дома с уклоном 1 на 20, без нависающего карниза. Какова расчетная снеговая нагрузка на крышу?

Решение

Согласно рис. 7.2-1 в ASCE 7-16 , снеговая нагрузка на грунт для Ланкастера, штат Пенсильвания, составляет

р г = 30 фунтов на квадратный дюйм.

Поскольку 30 psf> 20 psf, доплата за дождь на снегу не требуется.

Чтобы найти уклон крыши, используйте θ = arctan

Согласно ASCE 7-16 , поскольку 2,86 ° <15 °, крыша считается крышей с низким уклоном. В таблице 7.3-2 в ASCE 7-16 указано, что тепловой коэффициент для обогреваемой конструкции составляет C t = 1,0 (см. Таблицу 2.11).

Согласно Таблице 7.3-1 в ASCE 7-16 , коэффициент воздействия для частично открытой местности категории B составляет C e = 1.0 (см. Таблицу 2.10).

Таблица 1.5-2 в ASCE 7-16 указывает, что фактор важности I s = 1,0 для категории риска II (см. Таблицу 2.9).

Согласно уравнению 2.6 снеговая нагрузка на плоскую крышу составляет:

Поскольку 21 фунт / фут> 20 I с = (20 фунт / фут) (1) = 20 фунт / кв. Дюйм. Таким образом, расчетная снеговая нагрузка на плоскую крышу составляет 21 фунт / фут.

2.1.4.4 Сейсмические нагрузки

Смещение грунта, вызванное сейсмическими силами во многих географических регионах мира, может быть весьма значительным и часто повреждает конструкции.Это особенно заметно в регионах вблизи активных геологических разломов. Таким образом, большинство строительных норм и правил требуют, чтобы конструкции были спроектированы с учетом сейсмических сил в таких областях, где вероятны землетрясения. Стандарт ASCE 7-16 предоставляет множество аналитических методов для оценки сейсмических сил при проектировании конструкций. Один из этих методов анализа, который будет описан в этом разделе, называется процедурой эквивалентной боковой силы (ELF). Поперечный сдвиг основания V и поперечная сейсмическая сила на любом уровне, вычисленные с помощью ELF, показаны на рисунке 2.6. Согласно процедуре, общий статический поперечный сдвиг основания, V , в определенном направлении для здания определяется следующим выражением:

где

V = боковой сдвиг основания для здания. Расчетная стоимость V должна удовлетворять следующему условию:

W = эффективный сейсмический вес здания. Он включает в себя полную статическую нагрузку здания, его постоянного оборудования и перегородок.

T = основной естественный период здания, который зависит от массы и жесткости конструкции. Он рассчитывается по следующей эмпирической формуле:

C t = коэффициент периода строительства. Значение C t = 0,028 для рам из конструкционной стали, стойких к моменту, 0,016 для жестких железобетонных рам и 0,02 для большинства других конструкций (см. Таблицу 2.12).

n = высота самого высокого уровня здания, а x = 0.8 для стальных жестких рам, 0,9 для жестких железобетонных рам и 0,75 для других систем.

Таблица 2.12. C t значения для различных структурных систем.

Структурная система

C т

х

Рамы, противодействующие моменту

Рамы с эксцентрическими распорками (EBF)

Все прочие конструкционные системы

0.028

0,03

0,02

0,8

0,75

0,75

S DI = расчетное спектральное ускорение. Он оценивается с помощью сейсмической карты, которая обеспечивает расчетную интенсивность землетрясения для конструкций в местах с T = 1 секунда.

S DS = расчетное спектральное ускорение.Он оценивается с использованием сейсмической карты, которая обеспечивает расчетную интенсивность землетрясения для конструкций с T = 0,2 секунды.

R = коэффициент модификации отклика. Это объясняет способность структурной системы противостоять сейсмическим силам. Значения R для нескольких распространенных систем представлены в таблице 2.13.

I = фактор важности. Это мера последствий для жизни человека и материального ущерба в случае выхода конструкции из строя.Значение фактора важности равно 1 для офисных зданий, но равняется 1,5 для больниц, полицейских участков и других общественных зданий, где в случае разрушения конструкции ожидается большая гибель людей или повреждение имущества.

Таблица 2.13. Коэффициент модификации ответа, R, как указано в ASCE 7-16.

Сейсмическая система сопротивления

R

Системы несущих стен

Обычные железобетонные стены с поперечным разрезом

Обычные армированные стены со сдвигом

Стены с легким каркасом (холоднокатаный), обшитые конструкционными панелями, устойчивыми к сдвигу, или стальными листами

4

2

Строительные каркасные системы

Обычные железобетонные стены с поперечным разрезом

Обычные армированные стены со сдвигом

Рамы стальные, ограниченные продольным изгибом

5

2

8

Моментостойкие каркасные системы

Рамы для особых моментов из стали

Стальные обычные моментные рамы

Моментные рамы обычные железобетонные

8

3

После того, как общая сейсмическая статическая поперечная поперечная сила сдвига основания в заданном направлении для конструкции была вычислена, следующим шагом будет определение поперечной сейсмической силы, которая будет приложена к каждому уровню пола, используя следующее уравнение:

где

F x = боковая сейсмическая сила, приложенная к уровню x .

W i и W x = эффективные сейсмические веса на уровнях i и x .

i и x = высота от основания конструкции до этажей на уровнях i и x .

= суммирование произведения W i и по всей структуре.

k = показатель распределения, относящийся к основному собственному периоду конструкции.Для T ≤ 0,5 с, k = 1,0, а для T ≥ 2,5 с, k = 2,0. Для T , лежащего между 0,5 с и 2,5 с, k можно вычислить с помощью следующего соотношения:

Рис. 2.6. Процедура эквивалентной боковой силы

Пример 2.5

Пятиэтажное офисное стальное здание, показанное на рис. 2.7, укреплено по бокам стальными каркасами, устойчивыми к особым моментам, и его размеры в плане 75 на 100 футов.Здание находится в Нью-Йорке. Используя процедуру эквивалентной боковой силы ASCE 7-16 , определите поперечную силу, которая будет приложена к четвертому этажу конструкции. Статическая нагрузка на крышу составляет 32 фунта на квадратный фут, статическая нагрузка на перекрытие (включая нагрузку на перегородку) составляет 80 фунтов на квадратный фут, а снеговая нагрузка на плоскую крышу составляет 40 фунтов на квадратный фут. Не обращайте внимания на вес облицовки. Расчетные параметры спектрального ускорения: S DS = 0,28 и S D 1 = 0.11.

Рис. 2.7. Пятиэтажное офисное здание.

Решение

S DS = 0,28 и S D 1 = 0,11 (дано).

R = 8 для стальной рамы со специальным моментом сопротивления (см. Таблицу 2.13).

Офисное здание относится к категории риска занятости II, поэтому I e = 1,0 (см. Таблицу 2.9).

Рассчитайте приблизительный основной естественный период здания T a .

C t = 0,028 и x = 0,8 (из таблицы 2.12 для стальных рам, сопротивляющихся моменту).

n = Высота крыши = 52,5 фута

Определите статическую нагрузку на каждом уровне. Поскольку снеговая нагрузка на плоскую крышу, указанная для офисного здания, превышает 30 фунтов на квадратный фут, 20% снеговой нагрузки должны быть включены в расчеты сейсмической статической нагрузки.

Вес, присвоенный уровню крыши:

W крыша = (32 фунта на фут) (75 футов) (100 футов) + (20%) (40 фунтов на квадратный фут) (75 футов) (100 футов) = 300000 фунтов

Вес, присвоенный всем остальным уровням, следующий:

W i = (80 фунтов на фут) (75 футов) (100 футов) = 600000 фунтов

Общая статическая нагрузка составляет:

W Всего = 300000 фунтов + (4) (600000 фунтов) = 2700 тыс.

Рассчитайте коэффициент сейсмической реакции C s .

Следовательно, C s = 0,021> 0,01

Определите сейсмический сдвиг основания V .

V = C s W = (0,021) (2700 тысяч фунтов) = 56,7 тыс.

Рассчитайте боковую силу, приложенную к четвертому этажу.

2.1.4.5 Гидростатическое давление и давление на землю

Опорные конструкции должны быть спроектированы таким образом, чтобы не допускать опрокидывания и скольжения, вызываемых гидростатическим давлением и давлением грунта, чтобы обеспечить устойчивость их оснований и стен.Примеры подпорных стен включают гравитационные стены, консольные стены, контрфорсированные стены, резервуары, переборки, шпунтовые сваи и другие. Давление, создаваемое удерживаемым материалом, всегда перпендикулярно поверхностям удерживающей конструкции, контактирующим с ними, и изменяется линейно с высотой. Интенсивность нормального давления р и равнодействующая сила P на удерживающей конструкции рассчитываются следующим образом:

Где

γ = удельный вес удерживаемого материала.

= расстояние от поверхности удерживаемого материала и рассматриваемой точки.

2.1.4.6 Разные нагрузки

Существует множество других нагрузок, которые также можно учитывать при проектировании конструкций в зависимости от конкретных случаев. Их включение в сочетания нагрузок будет основано на усмотрении проектировщика, если предполагается, что в будущем они окажут значительное влияние на структурную целостность. Эти нагрузки включают тепловые силы, центробежные силы, силы из-за дифференциальной осадки, ледовые нагрузки, нагрузки от затопления, взрывные нагрузки и многое другое.

2.2 Сочетания нагрузок для расчета конструкций

Конструкции спроектированы с учетом требований как прочности, так и удобства эксплуатации. Требование прочности обеспечивает безопасность жизни и имущества, а требование эксплуатационной пригодности гарантирует удобство использования (людей) и эстетику конструкции. Чтобы соответствовать указанным выше требованиям, конструкции проектируются на критическую или самую большую нагрузку, которая будет действовать на них. Критическая нагрузка для данной конструкции определяется путем объединения всех различных возможных нагрузок, которые конструкция может нести в течение своего срока службы.В разделах 2.3.1 и 2.4.1 документа ASCE 7-16 представлены следующие сочетания нагрузок для использования при проектировании конструкций с использованием методов расчета коэффициента нагрузки и сопротивления (LRFD) и расчета допустимой прочности (ASD).

Для LRFD комбинации нагрузок следующие:

1.1.4 D

2.1.2 D + 1.6 L + 0,5 ( L r или S или R )

3.1.2 D + 1.6 ( L r или S или R ) + ( L или 0.5 Вт )

4.1.2 D + 1.0 W + L + 0,5 ( L r или S или R )

5.0.9 D + 1.0 W

Для ASD комбинации нагрузок следующие:

1. D

2. Д + Д

3. D + ( L r или S или R )

4. D + 0,75 L + 0.75 ( L r или S или R )

5. D + (0,6 W )

где

D = статическая нагрузка.

L = временная нагрузка из-за занятости.

L r = временная нагрузка на крышу.

S = снеговая нагрузка.

R = номинальная нагрузка из-за начальной дождевой воды или льда, без учета затопления.

W = ветровая нагрузка.

E = сейсмическая нагрузка.

Пример 2.6

Система перекрытия, состоящая из деревянных балок, расположенных на расстоянии 6 футов друг от друга по центру, и деревянной обшивки с гребнем и пазом, как показано на рис. 2.8, выдерживает статическую нагрузку (включая вес балки и обшивки) 20 фунтов на квадратный дюйм и динамическую нагрузку. 30 фунтов на квадратный фут. Определите максимальную факторную нагрузку в фунтах / футах, которую должна выдержать каждая балка перекрытия, используя комбинации нагрузок LRFD.

Рис. 2.8. Система полов.

Решение

Собственная нагрузка D = (6) (20) = 120 фунт / фут

Живая нагрузка L = (6) (30) = 180 фунт / фут

Определение максимальных факторизованных нагрузок W u с использованием комбинаций нагрузок LRFD и пренебрежением членами, не имеющими значений, дает следующее:

W u = (1,4) (120) = 168 фунтов / фут

W u = (1,2) (120) + (1,6) (180) = 288 фунтов / фут

W u = (1.2) (120) + (0,5) (180) = 234 фунт / фут

W u = (1,2) (120) + (0,5) (180) = 234 фунт / фут

W u = (1,2) (120) + (0,5) (180) = 234 фунт / фут

W u = (0,9) (120) = 108 фунтов / фут

Регулирующая факторная нагрузка = 288 фунтов / фут

2.3 Ширина и площадь притока

Зона притока — это зона нагрузки, на которую будет воздействовать элемент конструкции. Например, рассмотрим внешнюю балку B1 и внутреннюю балку B2 односторонней системы перекрытий, показанной на рисунке 2.9. Входная ширина для B1 — это расстояние от центральной линии луча до половины расстояния до следующего или соседнего луча, а подчиненная область для луча — это область, ограниченная шириной подчиненного элемента и длиной луча, как заштриховано на рисунке. Для внутренней балки B2-B3 общая ширина W T составляет половину расстояния до соседних балок с обеих сторон.

Рис. 2.9. Площадь притока.

2.4 Области влияния

Зоны влияния — это зоны нагружения, которые влияют на величину нагрузок, переносимых конкретным элементом конструкции.В отличие от притоков, где нагрузка в пределах зоны воспринимается стержнем, все нагрузки в зоне влияния не поддерживаются рассматриваемым стержнем.

2,5 Снижение динамической нагрузки

Большинство кодексов и стандартов допускают снижение временных нагрузок при проектировании больших систем перекрытий, поскольку очень маловероятно, что такие системы всегда будут поддерживать расчетные максимальные временные нагрузки в каждом случае. Раздел 4.7.3 стандарта ASCE 7-16 позволяет снизить временные нагрузки для стержней с зоной воздействия A I ≥ 37.2 м 2 (400 футов 2 ). Площадь влияния — это произведение площади притока и коэффициента элемента динамической нагрузки. Уравнения ASCE 7-16 для определения приведенной временной нагрузки на основе зоны воздействия следующие:

где

L = уменьшенная расчетная временная нагрузка на фут 2 (или м 2 ).

≥ 0,50 L o для конструктивных элементов, поддерживающих один пол (например, балок, балок, плит и т. Д.).

≥ 0,40 L o для конструктивных элементов, поддерживающих два или более этажа (например, колонны и т. Д.).

Никакое уменьшение не допускается для динамических нагрузок на пол более 4,79 кН / м 2 (100 фунтов / фут 2 ) или для полов общественных собраний, таких как стадионы, зрительные залы, кинотеатры и т. Д., Поскольку имеется большая вероятность того, что такие этажи будут перегружены или использованы как гаражи.

L o = несниженная расчетная временная нагрузка на фут 2 (или 2 м) из таблицы 2.2 (Таблица 4.3-1 в ASCE 7-16 ).

A T = площадь притока элемента в футах 2 (или м 2 ).

K LL = A I / A T = коэффициент элемента динамической нагрузки из таблицы 2.14 (см. Значения, указанные в таблице 4.7-1 в ASCE 7-16 ).

A I = K LL A T = зона воздействия.

Таблица 2.14. Коэффициент динамической нагрузки элемента.

Строительный элемент

К LL

Внутренние колонны и внешние колонны без консольных плит

4

Наружные колонны с консольными перекрытиями

3

Угловые колонны с консольными перекрытиями

2

Внутренние и краевые балки без консольных плит

2

Все остальные элементы, включая панели в двусторонних плитах

1

Пример 2.7

В четырехэтажном школьном здании, используемом для классных комнат, колонны расположены, как показано на рис. 2.10. Нагрузка конструкции на плоскую крышу оценивается в 25 фунтов / фут 2 . Определите приведенную временную нагрузку, поддерживаемую внутренней колонной на уровне земли.

Рис. 2.10. Четырехэтажное здание школы.

Решение

Любая внутренняя колонна на уровне земли выдерживает нагрузку на крышу и временные нагрузки на втором, третьем и четвертом этажах.

Площадь притока внутренней колонны составляет A T = (30 футов) (30 футов) = 900 футов 2

Временная нагрузка на крышу составляет F R = (25 фунтов / фут 2 ) (900 футов 2 ) = 22500 фунтов = 22,5 к

Для динамических нагрузок на перекрытие используйте уравнения ASCE 7-16 , чтобы проверить возможность уменьшения.

L o = 40 фунтов / фут 2 (из таблицы 4.1 в ASCE 7-16 ).

Если внутренняя колонна K LL = 4, то зона влияния A 1 = K LL A T = (4) (900 футов 2 ) = 3600 футов 2 .

Так как 3600 футов 2 > 400 футов 2 , временная нагрузка может быть уменьшена с помощью уравнения 2.14 следующим образом:

Согласно таблице 4.1 в ASCE 7-16 , приведенная нагрузка как часть неуменьшенной временной нагрузки на пол для классной комнаты равна Таким образом, приведенная временная нагрузка на пол выглядит следующим образом:

F F = (20 фунтов / фут 2 ) (900 футов 2 ) = 18000 фунтов = 18 кг

Общая нагрузка, воспринимаемая внутренней колонной на уровне земли, составляет:

F Итого = 22.5 k + 3 (18 k) = 76,5 k

Краткое содержание главы

Конструкционные нагрузки и системы нагружения: Конструкционные элементы рассчитаны на наихудшие возможные сочетания нагрузок. Некоторые нагрузки, которые могут воздействовать на конструкцию, кратко описаны ниже.

Собственные нагрузки : Это нагрузки постоянной величины в конструкции. Они включают в себя вес конструкции и нагрузки, которые постоянно прилагаются к ней.

Динамические нагрузки : Это нагрузки различной величины и положения.К ним относятся подвижные грузы и нагрузки из-за занятости.

Ударные нагрузки : Ударные нагрузки — это внезапные или быстрые нагрузки, прикладываемые к конструкции в течение относительно короткого периода времени по сравнению с другими нагрузками на конструкцию.

Дождевые нагрузки : Это нагрузки из-за скопления воды на крыше после ливня.

Ветровые нагрузки : Это нагрузки из-за давления ветра на конструкции.

Снеговые нагрузки : Это нагрузки, оказываемые на конструкцию снегом, накопившимся на крыше.

Нагрузки при землетрясении : Это нагрузки, оказываемые на конструкцию движением грунта, вызванным сейсмическими силами.

Гидростатическое давление и давление грунта : Это нагрузки на подпорные конструкции из-за давлений, создаваемых удерживаемыми материалами. Они линейно меняются с высотой стен.

Комбинации нагрузок: Два метода проектирования зданий — это метод расчета коэффициента нагрузки и сопротивления (LRFD) и метод расчета допустимой прочности (ASD).Некоторые комбинации нагрузок для этих методов показаны ниже.

LRFD:

1.1.4 D

2.1.2 D + 1.6 L + 0,5 ( L r или S или R )

3.1.2 D + 1.6 ( L r или S или R ) + ( L или 0,5 W )

4.1.2 D + 1.0 W + L + 0.5 ( L R или S или R )

5.0.9 D + 1.0 W

ASD:

1. D

2. Д + Д

3. D + ( L r или S или R )

4. D + 0,75 L + 0,75 ( L r или S или R )

5. D + (0,6 W )

Список литературы

ACI (2016), Требования строительных норм для конструкционного бетона (ACI 318-14), Американский институт бетона.

ASCE (2016), Минимальные расчетные нагрузки для зданий и других конструкций, ASCE 7-16, ASCE.

ICC (2012), Международный строительный кодекс, Международный совет по кодам.

Практические задачи

2.1 Определите максимальный факторный момент для балки крыши, подверженной следующим эксплуатационным нагрузочным моментам:

M D = 40 psf (статический момент нагрузки)

M L r = 36 psf (момент нагрузки на крышу)

M s = 16 psf (момент снеговой нагрузки)

2.2 Определите максимальную факторную нагрузку, воспринимаемую колонной при следующих эксплуатационных нагрузках:

P D = 500 тысяч фунтов (статическая нагрузка)

P L = 280 тысяч фунтов (постоянная нагрузка на пол)

P S = 200 тысяч фунтов (снеговая нагрузка)

P E = ± 30 тысяч фунтов (землетрясение)

P w = ± 70 тысяч фунтов (ветровая нагрузка)

2.3 Типичная планировка композитной системы перекрытий из железобетона и бетона в здании библиотеки показана на рисунке P2.1. Определите статическую нагрузку в фунтах / футах, действующую на типичную внутреннюю балку B 1- B 2 на втором этаже. Все лучи имеют размер W 12 × 44, расстояние между ними составляет 10 футов в секунду. Распределенная нагрузка на второй этаж:

Песочно-цементная стяжка толщиной 2 дюйма

= 0.25 фунтов / кв. Дюйм

Железобетонная плита толщиной 6 дюймов

= 50 фунтов / кв. Дюйм

Подвесной потолок из металлической обрешетки и гипсокартона

= 10 фунтов / кв. Дюйм

Электротехнические и механические услуги

= 4 фунта / кв. Дюйм

Типовой план этажа

Фиг.P2.1. Композитная система перекрытий из стали и бетона.

2.4 План второго этажа здания начальной школы показан на рисунке P2.1. Отделка пола аналогична практической задаче 2.3, за исключением того, что потолок выполнен из акустической древесноволокнистой плиты с минимальной расчетной нагрузкой 1 фунт-сила на фут. Все балки имеют размер W, 12 × 75, вес 75 фунтов / фут, а все балки — W 16 × 44, с собственным весом 44 фунта / фут. Определите статическую нагрузку на типичную внутреннюю балку A 2- B 2.

2.5 План второго этажа офисного помещения показан на рисунке P2.1. Отделка пола аналогична практической задаче 2.3. Определите общую статическую нагрузку, приложенную к внутренней колонне B 2 на втором этаже. Все балки имеют размер W, 14 × 75, а все балки — W, 18 × 44.

2.6 Четырехэтажное больничное здание с плоской крышей, показанное на рисунке P2.2, имеет рамы с концентрическими связями в качестве системы сопротивления поперечной силе. Вес на каждом уровне пола указан на рисунке.Определите сейсмический сдвиг в основании в тысячах фунтов с учетом следующих расчетных данных:

S 1 = 1,5 г

S s = 0,6 г

Класс площадки = D

Рис. P2.2. Четырехэтажное здание с плоской крышей.

2.7 Используйте ASCE 7-16 для определения снеговой нагрузки (psf) для здания, показанного на рисунке P2.3. Следующие данные относятся к зданию:

Снеговая нагрузка на грунт = 30 фунтов на квадратный фут

Крыша полностью покрыта битумной черепицей.

Угол наклона крыши = 25 °

Открытая местность

Категория размещения I

Неотапливаемое сооружение

Рис. P2.3. Образец кровли.

2,8. В дополнение к расчетной снеговой нагрузке, рассчитанной в практической задаче 2.7, крыша здания на рисунке P2.3 подвергается статической нагрузке 16 фунтов на квадратный фут (включая вес фермы, кровельной доски и асфальтовой черепицы) по горизонтали. самолет. Определите равномерную нагрузку, действующую на внутреннюю ферму, если фермы имеют 6 футов-0 дюймов в центре.

2.9 Ветер дует со скоростью 90 миль в час на закрытое хранилище, показанное на рисунке P2.4. Объект расположен на ровной местности с категорией воздействия B. Определите давление скорости ветра в psf на высоте карниза объекта. Топографический коэффициент равен K zt = 1.0.

Рис. P2.4. Закрытая сторга.

Характеристики балки из композитного предварительно напряженного бетона после пожара, увенчанной железобетонным фланцем | Харби

Чанг, Ю.Ф., Ю. Чен, М. Шеу и Г. Яо. «Соотношение остаточного напряжения и деформации для бетона после воздействия высоких температур». Исследования цемента и бетона 36, вып. 10 (октябрь 2006 г.): 1999–2005. DOI: 10.1016 / j.cemconres.2006.05.029.

Юсеф, М.А., и М. Мофтах. «Общая зависимость напряжения от деформации для бетона при повышенных температурах». Инженерные сооружения 29, вып. 10 (октябрь 2007 г.): 2618–2634. DOI: 10.1016 / j.engstruct.2007.01.002.

Аларкон-Руис, Люсия, Жерар Платре, Этьен Массьё и Ален Эрлахер.«Использование термического анализа для оценки влияния температуры на цементную пасту». Цемент и бетон исследования 35, вып. 3 (март 2005 г.): 609–613. DOI: 10.1016 / j.cemconres.2004.06.015.

Гани У., Шаббир Ф. и Хан К. М. «Влияние температуры на различные свойства бетона». 31-я конференция «Наш мир в бетоне и конструкциях», Сингапур (2006 г.): 16-17.

Hedayati, M., Mendis, P.A., Sofi1, M .; и Нго, Т. Выкрашивание бетонных элементов при пожаре.6-я Международная конференция по проектированию конструкций и управлению строительством, Канди, Шри-Ланка, (2015): 204-210.

Пьер К., Меннето Ф. Д. и Квенар Д. Д., «Отслаивание и поровое давление в HPC при высоких температурах». Исследование цемента и бетона 30, вып. 12 (декабрь 2000 г.): 1915–1927. DOI: 10.1016 / s0008-8846 (00) 00384.

Британия, G. «Огнестойкость бетонных конструкций: отчет Объединенного комитета Института инженеров-строителей и Общества бетонщиков», Лондон: Институт инженеров-строителей (1975).

Герц, К.Д. и Л.С. Соренсен. «Метод испытания на растрескивание открытого бетона». Журнал пожарной безопасности 40, вып. 5 (июль 2005 г.): 466–476. DOI: 10.1016 / j.firesaf.2005.04.001.

Аслани, Фархад. «Тепловое поведение предварительно напряженного бетона». Журнал исследований бетона 65, вып. 3 (февраль 2013 г.): 158–171. DOI: 10.1680 / macr.12.00037.

Майерс, Дж. Дж., И Бейли, У. Л. «СЕМИПРОВОДНАЯ НИЗКАЯ РЕЛАКСАЦИОННАЯ ПОДГОТОВКА ТЕНДОНА ПРИ ЭКСТРЕМАЛЬНЫХ ТЕМПЕРАТУРАХ: ОСТАТОЧНЫЕ СВОЙСТВА».Международный журнал инженерных исследований и науки и технологий. № 3 (2015): 223-239.

Чен Дж. И Янг Б. «Механические свойства холодногнутой стали при повышенных температурах», представленная на 17-й Международной специализированной конференции по холодногнутым стальным конструкциям, Университет науки и технологий Миссури (2004).

Флетчер И., Велч С., Тореро Дж., Карвел Р. и Усмани А. «Поведение бетонных конструкций при пожаре». Тепловедение 11, вып.2 (2007): 37–52. DOI: 10.2298 / tsci0702037f.

% PDF-1.4 % 551 0 объект> эндобдж xref 551 597 0000000016 00000 н. 0000013463 00000 п. 0000012236 00000 п. 0000013595 00000 п. 0000021922 00000 п. 0000022298 00000 п. 0000023459 00000 п. 0000024015 00000 п. 0000024051 00000 п. 0000024079 00000 п. 0000024107 00000 п. 0000024191 00000 п. 0000024521 00000 п. 0000024982 00000 п. 0000025047 00000 п. 0000026485 00000 п. 0000027347 00000 п. 0000028254 00000 п. 0000029124 00000 п. 0000030006 00000 п. 0000030916 00000 п. 0000031844 00000 п. 0000032886 00000 п. 0000033052 00000 п. 0000035722 00000 п. 0000041527 00000 н. 0000041834 00000 п. 0000043574 00000 п. 0000043836 00000 п. 0000043872 00000 п. 0000043956 00000 п. 0000044590 00000 п. 0000044765 00000 п. 0000048344 00000 п. 0000048514 00000 п. 0000048683 00000 п. 0000048855 00000 п. 0000049027 00000 н. 0000049199 00000 п. 0000049371 00000 п. 0000049543 00000 п. 0000049715 00000 п. 0000049887 00000 п. 0000050059 00000 п. 0000050229 00000 п. 0000050398 00000 п. 0000050568 00000 п. 0000050737 00000 п. 0000050909 00000 н. 0000051081 00000 п. 0000051250 00000 п. 0000051422 00000 п. 0000051592 00000 п. 0000051764 00000 п. 0000051936 00000 п. 0000052108 00000 п. 0000052277 00000 п. 0000052446 00000 п. 0000052618 00000 п. 0000052787 00000 п. 0000052959 00000 п. 0000053129 00000 п. 0000053301 00000 п. 0000053473 00000 п. 0000053643 00000 п. 0000053812 00000 п. 0000053984 00000 п. 0000054151 00000 п. 0000054323 00000 п. 0000054493 00000 п. 0000054665 00000 п. 0000054837 00000 п. 0000055009 00000 п. 0000055178 00000 п. 0000055345 00000 п. 0000055517 00000 п. 0000055687 00000 п. 0000055859 00000 п. 0000056031 00000 п. 0000056203 00000 п. 0000056375 00000 п. 0000056547 00000 п. 0000056716 00000 п. 0000056885 00000 п. 0000057057 00000 п. 0000057233 00000 п. 0000057404 00000 п. 0000057575 00000 п. 0000057746 00000 п. 0000057929 00000 н. 0000058097 00000 п. 0000058271 00000 п. 0000058442 00000 п. 0000058613 00000 п. 0000058784 00000 п. 0000058955 00000 п. 0000059126 00000 п. 0000059295 00000 п. 0000059466 00000 п. 0000059637 00000 п. 0000059808 00000 п. 0000059979 00000 п. 0000060145 00000 п. 0000060313 00000 п. 0000060482 00000 п. 0000060653 00000 п. 0000060822 00000 п. 0000060993 00000 п. 0000061164 00000 п. 0000061335 00000 п. 0000061506 00000 п. 0000061678 00000 п. 0000061849 00000 п. 0000062020 00000 п. 0000062192 00000 п. 0000062362 00000 п. 0000062530 00000 н. 0000062701 00000 п. 0000062873 00000 п. 0000063043 00000 п. 0000063211 00000 п. 0000063380 00000 п. 0000063552 00000 п. 0000063723 00000 п. 0000063894 00000 п. 0000064066 00000 п. 0000064235 00000 п. 0000064406 00000 п. 0000064575 00000 п. 0000064747 00000 п. 0000064919 00000 п. 0000065088 00000 п. 0000065260 00000 п. 0000065429 00000 п. 0000065600 00000 п. 0000065769 00000 п. 0000065939 00000 п. 0000066110 00000 п. 0000066279 00000 н. 0000066450 00000 п. 0000066618 00000 п. 0000066790 00000 н. 0000066962 00000 п. 0000067133 00000 п. 0000067302 00000 п. 0000067474 00000 п. 0000067645 00000 п. 0000067816 00000 п. 0000067985 00000 п. 0000068157 00000 п. 0000068328 00000 п. 0000068498 00000 п. 0000068665 00000 п. 0000068836 00000 п. 0000069008 00000 п. 0000069179 00000 п. 0000069350 00000 п. 0000069520 00000 н. 0000069692 00000 п. 0000069861 00000 п. 0000070032 00000 п. 0000070199 00000 п. 0000070371 00000 п. 0000070542 00000 п. 0000070714 00000 п. 0000070884 00000 п. 0000071055 00000 п. 0000071223 00000 п. 0000071395 00000 п. 0000071566 00000 п. 0000071738 00000 п. 0000071910 00000 п. 0000072082 00000 п. 0000072253 00000 п. 0000072425 00000 п. 0000072594 00000 п. 0000072766 00000 п. 0000072938 00000 п. 0000073106 00000 п. 0000073275 00000 п. 0000073447 00000 п. 0000073618 00000 п. 0000073787 00000 п. 0000073956 00000 п. 0000074124 00000 п. 0000074296 00000 п. 0000074467 00000 п. 0000074637 00000 п. 0000074809 00000 п. 0000074980 00000 п. 0000075150 00000 п. 0000075319 00000 п. 0000075490 00000 п. 0000075661 00000 п. 0000075839 00000 п. 0000076013 00000 п. 0000076184 00000 п. 0000076355 00000 п. 0000076526 00000 п. 0000076697 00000 п. 0000076866 00000 п. 0000077037 00000 п. 0000077208 00000 п. 0000077379 00000 п. 0000077550 00000 п. 0000077719 00000 п. 0000077890 00000 п. 0000078058 00000 п. 0000078229 00000 п. 0000078400 00000 п. 0000078568 00000 п. 0000078739 00000 п. 0000078907 00000 п. 0000079078 00000 п. 0000079249 00000 п. 0000079420 00000 п. 0000079591 00000 п. 0000079762 00000 п. 0000079930 00000 н. 0000080101 00000 п. 0000080270 00000 п. 0000080441 00000 п. 0000080612 00000 п. 0000080783 00000 п. 0000080954 00000 п. 0000081123 00000 п. 0000081294 00000 п. 0000081465 00000 п. 0000081636 00000 п. 0000081807 00000 п. 0000081973 00000 п. 0000082142 00000 п. 0000082310 00000 п. 0000082481 00000 п. 0000082652 00000 п. 0000082820 00000 н. 0000082991 00000 п. 0000083162 00000 п. 0000083330 00000 п. 0000083501 00000 п. 0000083672 00000 п. 0000083840 00000 п. 0000084011 00000 п. 0000084182 00000 п. 0000084348 00000 п. 0000084519 00000 п. 0000084687 00000 п. 0000084858 00000 н. 0000085029 00000 п. 0000085200 00000 п. 0000085368 00000 п. 0000085539 00000 п. 0000085710 00000 п. 0000085878 00000 п. 0000086047 00000 п. 0000086218 00000 п. 0000086386 00000 п. 0000086554 00000 п. 0000086725 00000 п. 0000086893 00000 п. 0000087061 00000 п. 0000087232 00000 п. 0000087403 00000 п. 0000087571 00000 п. 0000087742 00000 п. 0000087910 00000 п. 0000088081 00000 п. 0000088252 00000 п. 0000088420 00000 п. 0000088591 00000 п. 0000088762 00000 п. 0000088930 00000 н. 0000089101 00000 п. 0000089269 00000 п. 0000089440 00000 п. 0000089608 00000 п. 0000089779 00000 п. 0000089947 00000 н. 00000 00000 п. 00000

00000 п. 00000 00000 п. 00000 00000 п. 00000 00000 п. 00000 00000 п. 00000 00000 п. 00000 00000 п. 00000 00000 п. 00000

00000 п. 00000 00000 п. 00000 00000 п. 00000

00000 п. 00000 00000 п. 00000

  • 00000 п. 00000

    00000 п. 00000 00000 н. 00000 00000 п. 00000 00000 п. 00000

    00000 п. 00000 00000 н. 00000

    00000 п. 00000 00000 п. 00000

    00000 п. 0000094174 00000 п. 0000094345 00000 п. 0000094516 00000 п. 0000094687 00000 п. 0000094855 00000 п. 0000095023 00000 п. 0000095194 00000 п. 0000095365 00000 п. 0000095533 00000 п. 0000095702 00000 п. 0000095873 00000 п. 0000096041 00000 п. 0000096209 00000 п. 0000096377 00000 п. 0000096545 00000 п. 0000096716 00000 п. 0000096887 00000 п. 0000097055 00000 п. 0000097223 00000 п. 0000097394 00000 п. 0000097562 00000 п. 0000097730 00000 п. 0000097899 00000 н. 0000098067 00000 п. 0000098236 00000 п. 0000098404 00000 п. 0000098575 00000 п. 0000098743 00000 п. 0000098911 00000 п. 0000099079 00000 п. 0000099250 00000 п. 0000099418 00000 н. 0000099586 00000 п. 0000099757 00000 п. 0000099925 00000 н. 0000100096 00000 н. 0000100267 00000 н. 0000100435 00000 н. 0000100606 00000 н. 0000100774 00000 н. 0000100945 00000 н. 0000101116 00000 н. 0000101285 00000 н. 0000101456 00000 п. 0000101622 00000 н. 0000101793 00000 н. 0000101964 00000 н. 0000102132 00000 н. 0000102300 00000 н. 0000102471 00000 н. 0000102639 00000 п. 0000102807 00000 н. 0000102978 00000 н. 0000103146 ​​00000 п. 0000103314 00000 н. 0000103485 00000 н. 0000103656 00000 п. 0000103827 00000 н. 0000103998 00000 н. 0000104166 00000 п. 0000104334 00000 п. 0000104505 00000 н. 0000104673 00000 н. 0000104841 00000 н. 0000105010 00000 п. 0000105181 00000 п. 0000105349 00000 п. 0000105517 00000 н. 0000105688 00000 п. 0000105859 00000 п. 0000106027 00000 н. 0000106193 00000 п. 0000106361 00000 п. 0000106532 00000 н. 0000106703 00000 п. 0000106871 00000 н. 0000107042 00000 п. 0000107210 00000 н. 0000107378 00000 п. 0000107549 00000 п. 0000107717 00000 н. 0000107888 00000 н. 0000108056 00000 н. 0000108224 00000 н. 0000108395 00000 н. 0000108563 00000 н. 0000108734 00000 п. 0000108905 00000 н. 0000109073 00000 н. 0000109244 00000 н. 0000109412 00000 п. 0000109583 00000 п. 0000109751 00000 п. 0000109919 00000 н. 0000110087 00000 н. 0000110255 00000 н. 0000110426 00000 п. 0000110597 00000 п. 0000110765 00000 н. 0000110933 00000 п. 0000111101 00000 п. 0000111269 00000 н. 0000111437 00000 н. 0000111605 00000 н. 0000111776 00000 н. 0000111947 00000 н. 0000112115 00000 н. 0000112284 00000 н. 0000112455 00000 н. 0000112626 00000 н. 0000112797 00000 н. 0000112968 00000 н. 0000113136 00000 п. 0000113305 00000 н. 0000113476 00000 н. 0000113644 00000 н. 0000113815 00000 н. 0000113986 00000 н. 0000114157 00000 н. 0000114328 00000 н. 0000114499 00000 н. 0000114667 00000 н. 0000114835 00000 н. 0000115006 00000 н. 0000115174 00000 н. 0000115345 00000 н. 0000115516 00000 н. 0000115684 00000 н. 0000115855 00000 н. 0000116023 00000 н. 0000116194 00000 н. 0000116365 00000 н. 0000116533 00000 н. 0000116704 00000 н. 0000116875 00000 н. 0000117046 00000 н. 0000117217 00000 н. 0000117388 00000 н. 0000117556 00000 н. 0000117727 00000 н. 0000117898 00000 н. 0000118066 00000 н. 0000118234 00000 п. 0000118405 00000 н. 0000118576 00000 н. 0000118747 00000 н. 0000118918 00000 н. 0000119089 00000 н. 0000119261 00000 н. 0000119433 00000 н. 0000119605 00000 н. 0000119777 00000 н. 0000119949 00000 н. 0000120121 00000 н. 0000120293 00000 н. 0000120465 00000 н. 0000120637 00000 н. 0000120809 00000 н. 0000120979 00000 н. 0000121151 00000 н. 0000121323 00000 н. 0000121495 00000 н. 0000121667 00000 н. 0000121837 00000 н. 0000122009 00000 н. 0000122178 00000 н. 0000122350 00000 н. 0000122522 00000 н. 0000122692 00000 н. 0000122864 00000 н. 0000123036 00000 н. 0000123208 00000 н. 0000123380 00000 н. 0000123552 00000 н. 0000123724 00000 н. 0000123894 00000 н. 0000124066 00000 н. 0000124238 00000 п. 0000124405 00000 н. 0000124574 00000 н. 0000124744 00000 н. 0000124916 00000 н. 0000125088 00000 н. 0000125257 00000 н. 0000125424 00000 н. 0000125596 00000 н. 0000125768 00000 н. 0000125937 00000 н. 0000126109 00000 н. 0000126281 00000 н. 0000126451 00000 н. 0000126621 00000 н. 0000126791 00000 н. 0000126961 00000 н. 0000127133 00000 н. 0000127302 00000 н. 0000127471 00000 н. 0000127640 00000 н. 0000127812 00000 н. 0000127984 00000 н. 0000128156 00000 н. 0000128326 00000 н. 0000128496 00000 н. 0000128665 00000 н. 0000128837 00000 н. 0000129006 00000 н. 0000129178 00000 н. 0000129350 00000 н. 0000129522 00000 н. 0000129694 00000 н. 0000129866 00000 н. 0000130038 00000 н. 0000130210 00000 н. 0000130382 00000 н. 0000130554 00000 н. 0000130726 00000 н. 0000130898 00000 н. 0000131070 00000 н. 0000131242 00000 н. 0000131414 00000 н. 0000131583 00000 н. 0000131755 00000 н. 0000131925 00000 н. 0000132094 00000 н. 0000132264 00000 н. 0000132436 00000 н. 0000132605 00000 н. 0000132774 00000 н. 0000132946 00000 н. 0000133118 00000 н. 0000133290 00000 н. 0000133462 00000 н. 0000133631 00000 н. 0000133801 00000 н. 0000133973 00000 н. 0000134145 00000 н. 0000134317 00000 н. 0000134489 00000 н. 0000134661 00000 н. 0000134833 00000 н. 0000135005 00000 н. 0000135177 00000 н. 0000135347 00000 н. 0000135519 00000 н. 0000135688 00000 н. 0000135870 00000 н. 0000136042 00000 н. 0000136212 00000 н. 0000136381 00000 п. 0000136553 00000 н. 0000136722 00000 н. 0000136892 00000 н. 0000137061 00000 н. 0000137233 00000 н. 0000137405 00000 н. 0000137577 00000 н. 0000137749 00000 н. 0000137919 00000 п. 0000138089 00000 н. 0000138256 00000 н. 0000138423 00000 н. 0000138595 00000 н. 0000138767 00000 н. 0000138937 00000 н. 0000139107 00000 н. 0000139277 00000 н. 0000139449 00000 н. 0000139621 00000 н. 0000139791 00000 н. 0000139963 00000 н. 0000140135 00000 н. 0000140304 00000 н. 0000140474 00000 н. 0000140643 00000 п. 0000140812 00000 н. 0000140984 00000 н. 0000141156 00000 н. 0000141328 00000 н. 0000141500 00000 н. 0000141672 00000 н. 0000141844 00000 н. 0000142016 00000 н. 0000142188 00000 п. 0000142360 00000 н. 0000142529 00000 н. 0000142696 00000 н. 0000142865 00000 н. 0000143035 00000 н. 0000143207 00000 н. 0000143379 00000 п. 0000143551 00000 н. 0000143723 00000 н. 0000143895 00000 н. 0000144065 00000 н. 0000144237 00000 п. трейлер ] >> startxref 0 %% EOF 553 0 obj> поток x ڤ V_L [UΥz + c-Љ @ WZ &, j3G [ҐZ

    Применение внешнего предварительного напряжения при восстановлении железобетонных балок | К.AL-Asadi

    А. Демир, Э. Эркан и Д. Д. Демир, «Усиление железобетонных балок с использованием внешних стальных элементов», Стальные и композитные конструкции, т. 27, нет. 4. С. 453-464, 2018.

    .

    Х. Каур и Дж. Сингх, «Обзор внешнего предварительного напряжения в бетоне», Международный научно-исследовательский журнал техники и технологий, вып. 4, вып. 5. С. 1801-1805, 2017.

    .

    Р. Мутукумар и Н. Баласундарам, «Восстановление поврежденных бетонных балок с использованием внешнего предварительного напряжения — экспериментальное исследование», Международный журнал прикладных инженерных исследований, вып.12, вып. 15. С. 4806-4810, 2017.

    .

    X. Xue, X. Wang, X. Hua, M. Wu, L. Wu, Z. Ma и J. Zhou, «Экспериментальное исследование поведения при сдвиге бетонной балки без подкрепления паутины с использованием внешней вертикальной предварительно напряженной арматуры» Достижения в гражданском строительстве, т. 2019, стр. 1-13, 2019.

    Х. Юэ-лин, В. Чен-хвэй, Ю. Цун, Х. Цзян-син и Л. Ичинг, «Усиление железобетонных балок с использованием предварительно напряженного армированного стекловолокном полимера — Часть I: Экспериментальное исследование», Журнал Чжэцзян. Университетская НАУКА A, т.6, вып. 3. С. 166-174, 2005.

    .

    К. Ганеш и С. К. Секар, «Обзор поведения балок с предварительным напряжением извне», Международный журнал гражданского строительства и технологий, вып. 9, вып. 7. С. 382-389, 2018.

    .

    А. А. Аллави, «Поведение усиленных композитных предварительно напряженных бетонных балок при статической и повторяющейся нагрузке», Достижения в области гражданского строительства, т. 2017, с. 1-13, 2017.

    I. A. M, «Параметрическое исследование сплошной бетонной балки, предварительно напряженной с помощью внешнего сухожилия», Jordan Journal of Civil Engineering, vol.4, вып. 3. С. 211-221, 2010.

    .

    Т. Эль-Шафией и А. Атта, «Модернизация без доступа железобетонных балок при сдвиге с использованием метода внешнего предварительного напряжения», Журнал Concrete Research, т. 64, нет. 3. С. 201-211, 2012.

    .

    А. Эль-Хаким Халил, Э. Этман, А. Атта и С. Файед, «Усиление на кручение балок коробчатого сечения с использованием метода внешнего предварительного напряжения», IOSR Journal of Mechanical and Civil Engineering, vol. 12, вып. 2. С. 30-41, 2015.

    .

    С.-ЧАС. Ли, К.-Дж. Шин и Х.-Д. Ли, «Система стальных стержней после натяжения для упрочнения на изгиб в поврежденных железобетонных балках», Прикладные науки, т. 8, вып. 10. С. 1763-1790, 2018.

    .

    М. Ю. Сабра, Ю. А. Темза, О. М. Баалбаки и А. З. Салех, «Ремонт поврежденных предварительно напряженных бетонных балок с использованием углепластика и техники сшивания», Международный журнал гражданского строительства и технологий, том. 9, вып. 10. С. 427-440, 2018.

    .

    Я. Тианлай, Т. Шуай, З.Юнпэн и З. Лиюань, «Экспериментальное и теоретическое исследование изгиба бетонных балок, усиленных с помощью сухожилий из углепластика с предварительным напряжением», The Open Construction & Building Technology Journal, vol. 10. С. 492-510, 2019.

    .

    А. Мададж и К. Моссор, «Оценка внешнего предварительного напряжения как метода усиления существующих бетонных мостов», Structural Engineering International, 2019.

    С. Айкач, И. Калкан, Б. Айкач, С.