Армирование монолитных балок | Максим Червяков

В предыдущей своей статье я рассказывал об армировании монолитных конструкций на примере монолитной плиты перекрытия. Рассказал технологиях, немного истории изобретения железобетона в принципе и о физике работы железобетона. Кроме перекрытий из монолитного железобетона изготавливают балки, консоли, стены, колоны, ростверки и многие другие конструкции. Применение в частном домостроении находят в основном балки, как на заглавной фотографии, стены, приямки, иногда колонны. Особенный интерес и сложность вызывают балки если балка банально опирается на две стены и с двух сторон на неё опираются например плиты перекрытия, то работает в ней арматура только на изгиб. Гораздо сложнее будет схема работы балки, если перекрытие опирается на неё только с одной стороны. В такой балке появляются силы, которые будут эту балку скручивать. Я не буду описывать Вам процесс расчета балки, если она работает на скручивание, просто скажу как она обычно армируется. В балках применяется 3 типа хомутов:

Начну с третьего, самого простого, открытого хомута — его задача удержание продольных элементов в проектном положении. Он не предназначен для восприятия скручивающих нагрузок, используется при армировании балок объединенных с плитами, образующими ребристое перекрытие на самом деле достаточно редко.

Второй очень распространённый тип хомута применяется в большинстве балок и колонн, не воспринимающих скручивающие нагрузки.

Ну и первый тип — применяется в балках и колоннах, испытывающих скручивающие нагрузки. Самый простой пример — армопояс, который одновременно служит опорой этажного перекрытия и надоконный перемычкой.

Сразу покажу как неправильно

Армопояс в данной конструкции объединен с оконной перемычкой, но хомуты установлены неправильно. Хомут должен иметь больший перехлест и обязательно оканчиваться крючком. В принципе это общее правило применения гладной арматуры — она всегда имеет крючок на конце для обеспечения анкеровки в бетон, иначе она легко проскользнет и не будет работать совместно с бетоном.

Над окном такой пояс будет испытывать скручивающую нагрузку от воздействия перекрытия. В нем обязательно должны быть установлены хомуты 1-го типа. Концы хомута 1-го типа не должны быть заведены с перехлестом не менее 30 диаметров арматуры. То есть хомут из арматуры диаметром 8 мм, должен иметь перехлёст не менее 240 мм.Для изготовления хомутов по месту иногда применяют приспособление в виде куска арматуры и приваренной к ней гайки большого диаметра. Но желательно хомуты и саму балку изготавливать отдельно, хомуты гнуть при помощи простейшего ручного гибочного станка по шаблону. Балку собирать на импровизированным стапеле.

Тоже очень ровная и аккуратная балка, видно что работали неплохие специалисты, но ошибок все равно не избежали — пресловутые крючки…

Кстати, на данной фотографии представлен импровизированный стапель, на котором балку можно собирать. Это происходит в следующей последовательности. Сначала укладываются верхние стержни, одеваются хомуты, вставляются нижние стержни, все провязывается и балка готова. Обратите внимание поскольку вставлять длинные стержни в хомуты сложнее чем просто укладывать на опору балка собрана вверх ногами, то есть нижние стержни на этой фотографии находятся вверху.

Еще есть одна тонкость, связанная с размещением хомутов по длине балки. Балка условно делится на три части. Две приопорные части как это понятно из названия и центральную пролетную часть.

Если нагрузка на балку равномерная — то длина приопорных частей равна четверти пролета. Если на белке есть сосредоточенная нагрузка — например на нее опирается еще какая-то балка, то приопорная часть продлевается до места сосредоточенной нагрузки, при этом ее длина все равно не может быть меньше четверти пролета.

Шаг установки хомутов для пролетной части равен половине высоты балки но не более 150 мм. Для остальной части балки — 3/4 высоты балки, но не более 500 мм. Впрочем для частного домостроения такие большие балки не встречаются.

Впрочем правильно разместить хомуты это дело конструктора, Вас надо знать как их выполнять и еще, как они обозначаются на чертеже.

Фрагмент чертежа простой балки

Фрагмент чертежа простой балки

На данном фрагменте чертежа показано армирование небольшой перемычки длиной каркаса 2180 мм, высотой 222 мм и шириной 97 мм. Это стандартная брусковая оконная перемычка так марки 3ПБ22-3П

Применяется такая перемычка для перекрытия оконных проемов шириной до 1900 мм. Это достаточно широкое окно. Обратите внимание для устройства перемычки применены следующие размеры арматуры — в нижнем сечении 2х10 мм в стандартном типе обозначенном цифрой I и 2х14 мм в усиленной перемычке типа II. Верхняя арматура в обоих типах диаметром всего 6 мм причем это гладкая арматура. Хомуты выполнены также из арматуры диаметром 6 мм. Шаг хомутов над опорой — 85 мм, в приопорной части — 100 мм, в пролете 150 мм. Такие перемычки изготавливаются на заводах и готовыми завозятся на строительные площадки для установки в наружные стены и перегородки многоэтажных домов.

Я специально взял типовую рассчитанную в проектных институтах перемычку. И вот вырезка из проекта одного из частных домов

Три ряда арматуры над окнами, 16 и 12 мм диаметр, суммарная высота перемычки с учетом армопояса дома 400 мм., а потом мы удивляемся почему строить дом так дорого. А пролет шириной всего 1600 мм, в то время как типовая для кирпичной кладки на пролет 1900. Причем чем больше высота перемычки, тем эффективнее работает арматура в ней то есть ее можно использовать куда меньшего диаметра.

Просто считать никто не хочет, делаем по принципу в некотором типовом проекте видел арматуру диаметром 10 мм, поставлю себе 12 чтобы уж точно, следующий проектировщик видит 12, себе ставит 14 и т.д.

На этом тему балок и перемычек закрываю дабы не углубляться в сложные расчетные дебри. Желаю всем удачного строительства и качественных проектов.

Конструктивные требования по армированию балок и плит перекрытия

Продольное армирование

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

— в железобетонных балках и плитах:

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

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

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

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

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

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

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

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

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

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

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

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

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

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

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

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

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

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

Согласно уравнению моментов:

М_x = qlx/2 — qx²/2 = ql²/16

тогда

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

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

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

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

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

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

Кстати, пора поговорить о поперечном армировании.

Поперечное армирование

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

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

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

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

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

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

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

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

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

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

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

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

Прямые участки отогнутых гладких стержней должны заканчиваться крюками.

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

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

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

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

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

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

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

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

По глубине сетки располагают:

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

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

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

Данные пункты пока оставляю без комментариев.

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

Руководство по конструированиию бетонных и железобетонных конструкций из тяжелого бетона (без предварительного натяжения) – часть 5

Содержание материала

Страница 1 из 48

КОЛОННЫ

3.59. Колоннами или стойками называются вертикальные протяженные элементы одноэтажного или многоэтажного каркаса здания или сооружения, как правило, подверженные сжатию.

В зависимости от назначения и положения в одноэтажном здании колонны подразделяются на основные, расположенные в крайних и средних рядах, и фахверковые, расположенные в торцах и иногда в крайних рядах между основными (когда размер конструкции стенового ограждения меньше шага основных колонн).

По способу возведения различают колонны сборные и монолитные.

Форма поперечного сечения колонн может быть квадратная, прямоугольная, двутавровая, круглая (сплошная и полая).

В промышленном строительстве массовое распространение получили и применяются колонны сплошного квадратного и прямоугольного поперечного сечения, а также двухветвевые (рис. 70), рекомендации по конструированию которых излагаются ниже.

Рис. 70. Типы сборных колонн

а — призматические колонны сплошного сечении для одноэтажных бескрановых зданий; б — ступенчатые колонны сплошного сечения для одноэтажных зданий, оборудованных мостовыми кранами; в — то же, двухветвевые колонны; г — колонны сплошного сечения дли многоэтажных здании; 1 — консоль для опирания стропильных конструкций; 2 — консоль для опирания подкрановых балок; 3 — проем для устройства прохода; 4 — консоль для опирания ригелей междуэтажных перекрытий

Квадратная форма поперечного сечения рекомендуется для колонн, в которых продольная сила, как правило, приложена центрально, а прямоугольная или двухветвевая — при наличии в сечении изгибающих моментов. При необходимости в колоннах устраиваются короткие консоли для опирания примыкающих конструкций ферм, подкрановых и других балок. При этом для опирания несущих конструкций покрытия размер оголовка колонны должен быть не менее 300 мм при одностороннем опирании и не менее 500 мм при двустороннем опирании. Последний размер может быть уменьшен до 400 мм, если опираются конструкции покрытия пролетом до 12 м. Размер оголовка должен быть не менее размера сечения верхней части колонны.

Форма колонны может быть призматическая и ступенчатая. Последняя применяется для зданий, оборудованных мостовыми кранами. Ступенчатые колонны состоят из подкрановой и надкрановой части. В надкрановой части колонны могут при необходимости устраиваться проемы для прохода, которые должны быть размером не менее 400´1800 мм.

3.60. Размеры сечений колонн должны приниматься такими, чтобы их гибкость l₀/r в любом направлении, как правило, не превышала 200 (для прямоугольных сечений ), а для колонн, являющихся элементами зданий — .

Некоторые базовые правила армирования балки в монолитном виде

Армирование балки

Некоторые базовые правила армирования балки в монолитном исполнении. А именно прямоугольного сечения, которые могут встретиться в бытовых нуждах.

Сечение

Минимальную высоту сечения принимают 1/15 пролёта. А ширину равное 1/3-½ от высоты, а именно 100, 120 ,150 ,200, 250 и выше кратно 50мм

Бетон

В балках диаметр продольной арматуры не должен превышать:

В12,5: ∅16мм

В15-В25: ∅25мм

В30 и выше: ∅32мм

Арматура

В вязанных каркасов балок высотой более 400мм рекомендуется применять диаметр не менее 12мм

Армирование балок  выполняют сварной и вязанной продольной и поперечной арматурой. Нижняя рабочая арматур количество и диаметр принимается по расчёту, а верхняя, конструктивно 25% от нижней (свободно-опёртая балка). Диаметр рабочей продольной арматуры с доведением до опоры должен быть не менее 10мм. В вязанных каркасов балок высотой более 400мм рекомендуется применять диаметр не менее 12мм. Рабочую арматуру применяется не более двух видов диаметров, стрежни большего сечения устанавливается в первом ряду. Размещение стержней последующего ряда над просветами предыдущего не разрешается.

Расстояние в свету должно быть более диаметра арматуры и не менее 25мм (для нижней арматуры) 30мм для верхней

Часть продольной арматуры (до 50%) можно обрывать.

3.4. Армирование второстепенных балок

В
пролете второстепенная балка армируется
плоскими каркасами (обычно двумя),
которые перед установкой в опалубку
объединяются в пространственный каркас
приваркой горизонтальных поперечных
соединительных стержней. Эти каркасы
доходят до граней главных балок, где
связываются понизу шпильками. Верхняя
арматура в каркасе крайнего пролета
назначается конструктивно d
= 10 мм, а в средних пролетах определяется
расчетом на отрицательный момент в
сечении III-III
(см. рис. 5).

На
опорах второстепенные балки армируются
двумя сетками с поперечным расположением
рабочей арматуры, частично перекрываю-

18

Введение

Методические
указания предназначены для студентов
специальности ПГС при выполнении
курсовых работ, а так же для дипломного
проектирования студентов всех
строительных специальностей. Разработка
монолитного варианта решения перекрытия
базируется на варианте сборного
перекрытия [1, 2].

1. Разработка конструктивной схемы монолитного ребристого перекрытия

Ребристое монолитное
перекрытие состоит из главных,
второстепенных балок и плит,
монолитно-соединенных в единую
конструкцию. Расчетная нагрузка,
действующая на перекрытие, воспринимается
плитой, которая передает ее в виде
распределенной погонной нагрузки на
второстепенные балки. Последние передают
нагрузку в виде сосредоточенных сил
на главные балки, которые, в свою очередь,
распределяют ее на колонны и на несущие
наружные стены.

Привязку, шаг
разбивочных осей и направление главных
балок необходимо принимать аналогично
привязке, шагу осей и расположению
ригелей сборного варианта перекрытия
[1].

Конструктивная
схема монолитного перекрытия с основными
размерами приведена на рис. 1.

Пролеты
главных и второстепенных балок
определяются сеткой колонн. Расстояние
l₃
между второстепенными балками принимается
одинаковым по всей ширине здания в
пролетах 1,5…2,0 м. Для обеспечения работы
плиты по балочной схеме расстояние
между второстепенными балками не должно
превосходить 1/3 их пролета l₁.

Толщина
плиты h_пл
назначается в пределах 6…8 см [3, п.5.3].

Высота
второстепенных балкок с учетом толщины
плиты определяется из условия

.

Высота главных
балок должна быть больше, чем высота
второстепенных балок и определяется
из условия

Ширина балок
принимается равной 0,4…0,5 их высоты.
Размер поперечного сечения балок
округляется до унифицированных размеров,

3

перекрывающими
одна другую и раскатываемых вдоль
главных балок. Суммарная площадь рабочих
стержней этих сеток должна равняться
или превышать требуемую площадь рабочей
арматуры, определенную расчетом на
отрицательный (опорный) момент.

Пример армирования
второстепенной балки приведен на рис.
6.

Литература:

1. Проектирование
   сборных железобетонных плит перекрытий
   многоэтажных производственных зданий:
   Методические указания к курсовому
   проекту №1/Сост. В.И. Саунин, В.Г. Тютнева.
   – Омск; СибАДИ, 2007.

2. Проектирование
   сборных железобетонных
   ригелей
   и колонн
   многоэтажных
   производственных зданий: Методические
   указания к курсовому проекту №1/Сост.
   В.И. Саунин, В.Г. Тютнева. – Омск; СибАДИ,
   2007.

3. СНиП 2.03.01-84*.
   Бетонные и железобетонные конструкции.
   Минстрой России. – М.: ГП ЦПП, 1996.

4. ГОСТ
   23279-85 (1987). Сетки арматурные сварные для
   железобетонных конструкций и изделий.
   – М.: Госстрой СССР, 1987.

Содержание:

Введение 3

1. Разработка
конструктивной схемы монолитного

ребристого
перекрытия 3

2. Расчет и
конструирование плиты 5

2.1. Расчетные
пролеты и нагрузки 5

2.2. Статический
расчет 7

2.3. Конструктивный
расчет 7

2.4. Армирование
плиты 8

2.4.1. Первый вариант
армирования 8

2.4.2. Второй вариант
армирования 12

3. Расчет и
конструирование второстепенной
балки 14

3.1. Расчетные
пролеты и нагрузки 14

3.2. Статический
расчет 15

3.3. Конструктивный
расчет второстепенной балки 15

3.4. Армирование
второстепенной балки 18

Литература 20

20

Федеральное
агентство по образованию

Сибирская
государственная автомобильно-дорожная
академия

Инженерно-строительный
институт (ИСИ СибАДИ)

Кафедра «Строительные
конструкции»

Онлайн калькулятор для расчета желебобетонных балок перекрытия дома

Далее

Пересчитать

Назначение калькулятора

Калькулятор для расчёта железобетонных балок перекрытий предназначен для определения габаритов, конкретного типа
и марки бетона, количества и сечения арматуры, требующихся для достижения балкой максимального показателя
выдерживаемой нагрузки.

Соответственно СНиП 2.03.01-84 «Бетонные и железобетонные конструкции» габариты железобетонных балок перекрытия и
их устройство подсчитываются по дальнейшим принципам:

• Минимальная высота балки перекрытия должна составлять не меньше 1/20 части длины перекрываемого проёма. К
  примеру при длине проёма в 5 м минимальная высота балок должна составлять 25 см;
• Ширина железобетонной балки устанавливается по соотношению высоты к ширине в коэффициентах 7:5;
• Армировка балки состоит минимум из 4 арматур – по два прута снизу и сверху. Применяемая арматура должна
  составлять не меньше 12 мм в диаметре. Нижнюю часть балки можно армировать прутами большего сечения, чем
  верхнюю;
• Железобетонные балки перекрытия бетонируются без перерывов заливки, одной порцией бетонной смеси, чтобы не
  было расслоения бетона.

Дистанцию между центрами укладываемых балок определяют длиной блоков и установленной шириной балок. К примеру,
длина блока составляет 0,60 м, а ширина балки 0,15. Дистанция между центрами балок будет равна – 0,60+0,15=0,75
м.

Принцип работы

Согласно ГОСТ 26519-85 «Конструкции железобетонные заглублённых помещений с перекрытием балочного типа.
Технические условия» формула расчёта полезной нагрузки железобетонных балок перекрытия складывается из следующих
характеристик:

• Нормативно-эксплуатационная нагрузка на балки перекрытия с определённым коэффициентным запасом. Для жилых
  зданий данный показатель нагрузки составляет 151 кг на м2, а коэффициентный запас равен 1,3. Получаемая
  нагрузка – 151*1,3=196,3 кг/м2;
• Нагрузка от общей массы блоков, которыми закладываются промежутки между балками. Блоки из лёгких материалов,
  к примеру из пенобетона или газобетона, показатель плотности которых D-500, а толщина 20 см будут нести
  нагрузку – 500*0,2=100 кг/м2;
• Испытываемая нагрузка от массы армированного каркаса и последующей стяжки. Вес стяжки с толщиной слоя 5 см и
  показателем плотности 2000 кг на м3 будет образовывать следующую нагрузку – 2000*0,05=100 кг/м2 (масса
  армировки добавлена в плотность бетонной смеси).

Показатель полезной нагрузки железобетонной балки перекрытия составляется из суммы всех трёх перечисленных
показателей – 196,3+100+100=396,3 кг/м2.

Монолитная балка перекрытия с 5% скидкой за услуги

Устройство монолитных балок

Важной частью возведения любого сооружения является устройство монолитных перекрытий и бетонных колонн. И в этом процессе особое внимание уделяется бетонированию монолитных балок, которые представляют собой армированную конструкцию прямлугольного сечения. Устройство монолитных балок необходимо осуществлять после проведения бетонных работ на колоннах и стенах, поскольку вся смесь должна пройти осадку.

Вопреки мнению, сложившемуся среди недостаточно квалифицированных сотрудников строительной отрасли, процессу устройству монолитных балок необходимо уделять особое внимание. Монолитная балка перекрытия, эта, небольшая на первый взгляд, деталь выполняет важную функцию, от которой зависит прочность и несущая способность всей конструкции монолитного перекрытия.

Компания «Стройпроект-Монолит» готова предложить работы под ключ для создания максимально прочной конструкции монолитных балок перекрытия. Мы подбираем материалы индивидуально для каждого объекта, проводим необходимое армирование в зависимости от назначения балки, предлагаем оптимальные цены. Обращайтесь. Устройство монолитных балок будет проведено в считанные часы с полной гарантией качества.

Монолитная балка перекрытия прослужит долго. 

Балки монолитные железобетонные

Чтобы возведенный объект мог эксплуатироваться на протяжении долгих лет, балки монолитные железобетонные, необходимо доверить настоящим профессионалам. Одними из лидеров современного строительного рынка является наша компания «Стройпроект-Монолит».

Более семи лет мы занимаемся монолитными работами, и каждый проект для нас – это возможность доказать нашим клиентам свой профессионализм и высокое качество предоставления услуг. Почему доверить балки монолитные железобетонные необходимо именно нашей компании?

 Мы отличаемся от своих конкурентов ценовой политикой. Вы можете сами в этом убедиться, изучив цены на наши услуги или запросив расчет у наших специалистов.

 Оперативность в выполнении заказов. Все монолитные работы выполняются нашей командой максимально быстро, и при этом с полным соблюдением строительных норм и правил.

 Наша компания готова предложить своим клиентам индивидуальные и выгодные условия.

 Наши специалисты всегда готовы помочь Вам. Вы хотите получить бесплатную консультацию от специалистов? Просто закажите обратный звонок или самостоятельно свяжитесь с нами – мы ответим на все вопросы.

 Гарантия качества. В своей работе мы используем современное оборудование и высококачественные материалы, благодаря чему мы абсолютно уверены в отличном качестве наших услуг.

Монолитные жб балки

Требуется качественные монолитные жб балки? Специалисты из компании «Стройпроект-Мнолит» уже готовы помочь Вам подобрать лучший вариант сечения на монолитные жб балки! Мы проведем все необходимые работы в самые оптимальные сроки, сохранив при этом высокое качество. жб балки.

Армирование на монолитные жб балки, будет произведено в соответствии с нормативной документацией и проектом.

(PDF) Сравнительное исследование поведения соединений железобетонных балок и колонн применительно к монолитным и немонолитным соединениям

2

MATEC Web of Conferences 195, 02021 (2018) https://doi.org/10.1051/matecconf / 201819502021

ICRMCE 2018

балок становится немонолитной. Распространенной проблемой соединения немонолитной балки и колонны

была пониженная жесткость конструкции, которая может привести к снижению прочности и производительности железобетонных конструкций.Это исследование направлено на улучшение рабочих характеристик

и прочности немонолитного соединения балка-колонна за счет раздельного литья.

Методы раздельной заливки этой балки и колонн основаны на широко используемом методе скользящей формовки

в многоэтажных железобетонных зданиях. Некоторые исследования метода формирования скольжения

показывают, что характеристики немонолитного соединения балка-колонна можно улучшить, так что

он может быть таким же, как монолитный стык балка-колонна.

Метод строительства подвижной опалубки представляет собой типичный метод использования подвижной формы

для непрерывного строительства бетонной конструкции. Преимущества метода

— быстрота работы, высокая производительность и снижение затрат. Тип конструкции

, который подходит для этого метода, является ядром высотных зданий, силосов, телекоммуникационных башен

, градирен, тяжелых бетонных морских платформ и т. Д.Исследование, проведенное

Zayed, et al. В [1] рассматривается применение метода подвижной опалубки при строительстве

ядер и силосов. Цель состоит в том, чтобы оценить производительность, определить подходящую скорость

и объединить дополнительные ресурсы. Результаты показывают, что разработанная имитационная модель

может прогнозировать продуктивность проекта с точностью до 99,70% и точностью 99,30%. Результаты

этого исследования очень помогли составить график и управлять ресурсами, необходимыми для

практикующих врачей.

Исследования, проведенные Khalek, et al. [2] направлен на определение наиболее эффективных параметров

, влияющих на продолжительность операций по перемещению опалубки. Предложенная модель

работоспособности была подтверждена путем сравнения результатов имитационной модели с реальными тематическими исследованиями

, показав среднюю точность 98,7%. Метод подвижной опалубки можно использовать для небольших конструкций

. Преимуществами этого метода являются скорость монтажа, отсутствие холодных соединений

, контроль качества изготовления и улучшения, а также экономия рабочей силы.

Успешная передвижная опалубка зависит от эффективного управления тремя основными параметрами;

бетон, система подачи и опалубка.

Ключ состоит в том, чтобы контролировать время укладки свежего бетона, чтобы форма могла подниматься

с заданной скоростью [3]. Основываясь на результатах предыдущих исследований, это

экспериментов, проведенных в отношении немонолитных соединений балок колонны. Предполагается, что секция колонны

будет обработана методом подвижной опалубки, а секция балки

отлита на строительной площадке через 1 день.

1.1 Соединение балки и колонны в сборных железобетонных конструкциях

Соединение между элементами конструкции здания служит для объединения элементов конструкции здания

в монолитное целое, которое может стабилизировать конструкцию здания

. Применение метода подвижной опалубки приводит к немонолитному соединению

. Этот тип соединения напоминает мокрое соединение с сборной системой. Мокрый стык

включает удаление арматурной стали с краев компонентов колонны

и соединение соединенных между собой стержней с помощью механического соединения,

и длины разгрузки.Этот тип соединения хорошо подходит для уменьшения увеличения напряжения

из-за сползания, усадки и температурных изменений. Этот мокрый стык

настоятельно рекомендуется для зданий в сейсмоопасных районах, поскольку он может превратить каждый компонент бетона

в полумонолит.

Согласно Breccoletti, et al. [4] сборный железобетон имеет несколько преимуществ по сравнению с монтируемым на месте

, например, меньшее время производства и затрат, а также лучший контроль качества.Однако сборный железобетон

обычно трудно вести себя как SRPM, как в системе литья на месте. В этой статье представлены технические решения

для обеспечения непрерывности между балками и колоннами путем обеспечения стыков ракет

и заливки фибробетоном для повышения пластичности бетона

на растяжение на мокрой части стыка. Испытательные образцы сборного железобетона HBK сравнивались с HBK

Монолитная конструкция из балок и плит

Камар Али

(лоралай, пакистан)

Вопрос:

Для строительства балок и перекрытий какой метод будет успешным монолитным или немонолитным.

Ответ:
Привет, Камар, спасибо, что посетили

Оба метода будут работать нормально, если строительные швы выбраны разумно. Для небольших заливок идеальным вариантом будет заливка балок и перекрытий монолитно, чтобы добиться единообразного вида всей конструкции.

Для подвесных плит избегайте размещения строительных швов в середине пролета, потому что конструктивно это зона высоких напряжений. Лучше всего размещать строительные швы на средней линии колонны, которая в большинстве случаев будет иметь балки.

Бетонные балки по конструктивным причинам нельзя заливать секциями, т. Е. Нельзя заливать половину бетонной балки в длинном или коротком направлении.

Исключением является ситуация, когда верхняя секция бетонной балки должна быть залита вместе с плитой, но арматура и дюбели для соединения плит с балками остаются открытыми.

В больших проектах или в случае ограниченного количества материала для опалубки нет другого выбора, кроме как заливать секции или сначала заливать балки.Это может быть верно для бетонных балок и плит, уложенных на землю или на опалубке, как в случае подвесных плит.

Если вам нужны отдельные заливки или обстоятельства не позволяют монолитную заливку, лучше всего сначала залить балки. Балки привязаны к колоннам или стенам, которые идеально подходят для строительных швов, которые также могут работать как контрольные швы.

Если заливка не монолитная, убедитесь, что бетон действительно хорошо вибрирует на стыках между новым и старым бетоном, чтобы они могли склеиться.Вибрация бетона также поможет эстетически плавно перейти от нового к старому бетону.

Вибрация бетона минимизирует соты, которые возникают по большей части, если бетон слабо вибрирует, особенно для подвесных плит или бетона, открытого для просмотра.

Надеюсь, это поможет
Удачи

Монолитная балка и внешние соединения колонн в железобетоне: WestminsterResearch

Преимущества высокопрочного бетона (HSC) при строительстве многоэтажных зданий общепризнаны.Предыдущие исследователи исследовали пригодность кодов проектирования

для использования HSC [1]. Однако существуют опасения по поводу сдвига балок HSC и BCJ, используемых при строительстве этих зданий

. Балки HSC имеют равное или меньшее сопротивление сдвигу по сравнению с обычными балками из бетона прочности

(NSC) [2], а хрупкость материала HSC может составлять

, что не подходит для BCJ, поскольку ограничивающие хомуты могут быть не такими эффективными, как NSC в колонне из-за к меньшему коэффициенту Пуассона.

В этом исследовании изучается поведение балок HSC, BCJ и передаточной балки

, соединения колонн (TBCJ) и разрабатываются соответствующие модификации конструкции для повышения их прочности на сдвиг.

Балки

HSC были усилены горизонтальными перемычками (HWB), а балки TBCJ были

усилены центральными вертикальными стержнями (CVB).

Модели конечных элементов (КЭ) были разработаны для этих структур, и численные результаты были сопоставлены с результатами опубликованных экспериментов, в результате чего было достигнуто хорошее согласие.

были проанализированы соотношение пролет / глубина (a / d) пучка 1,5≤a / d

≤3,02 и отношение BCJ балки к глубине колонны (db / dc) 1,33 ≤ db / dc ≤3,1. Модели FE сравнивались с опубликованными результатами испытаний, и были разработаны дополнительные модели для проведения различных параметрических исследований.

Распорки и связи были смоделированы механически для балок с HWB и для TBCJ с

.

CVB используются, чтобы рекомендовать модификации расчетных уравнений для расчета балок HSC

с HWB и TBCJ с CVB.

Было обнаружено, что HWB и CVB эффективны в балках и BCJ только с HSC, так как

они мало влияют, когда они использовались с NSC. Использование HWB в балках HSC

и CVB в HSC TBCJ улучшило сдвиговую способность этих структур на 130% и

31% соответственно.

1 — Реган П. Э., Кеннеди-Рид И. Л., Пуллен А. Д., Смит Д. А. «Влияние типа заполнителя на сопротивление сдвигу железобетона» — Строительный инженер

.6 декабря 2005. С. 27-32.

2 — Аль-Хуссаини, А. Мотамед, Дж. «Балки HSC с комбинацией звеньев и стальной горизонтальной перегородки в качестве альтернативного армирования на сдвиг». 6-й Международный симпозиум по использованию высокопрочного / высокоэффективного бетона

, Лейпциг, июнь 2002 г. стр. 611-619

Frontiers | Циклическое поведение соединений балка-колонна в сборных конструкциях

Введение

Сборные железобетонные конструкции имеют значительные преимущества с точки зрения качества и, в частности, продолжительности строительства.Практически все типы зданий, включая автостоянки, коммерческие здания, здания культуры, гостиницы, общежития, многоквартирные дома, мосты и особенно промышленные здания, могут быть легко построены с использованием систем сборного железобетона. Структурные характеристики сборных железобетонных систем, которые состоят из прочности, жесткости, пластичности и простоты применения в полевых условиях, обычно регулируются поведением соединений балки с колонной. Во время прошлых землетрясений было замечено, что сборные железобетонные конструкции в основном были повреждены из-за неправильного проектирования, детализации и изготовления соединений.Многие исследователи утверждали, что основная проблема, приводящая к повреждению в результате землетрясения, — это недостаточная прочность и низкая способность рассеивать энергию соединений (Hawkins, Iverson, 1994; Ghosh, 1995; Mitchell et al., 1995; Adalier and Aydingun, 2001; Bruneau, 2002; Toniolo, Colombo, 2012; Ozden et al., 2014). Поскольку стыки считаются наиболее важным компонентом сборных железобетонных конструкций, опубликованные исследования, как правило, были направлены на улучшение характеристик соединения. В этом контексте существует множество исследований, показывающих, что поведение противодействующих моменту соединений балка-колонна, которые часто применяются в многоэтажных сборных железобетонных конструкциях, должно вести себя аналогично сейсмически детализированным монолитным соединениям с точки зрения прочности, жесткость, пластичность и способность рассеивать энергию при обращенных циклических нагрузках (Englekirk, 1990; Stanton et al., 1991). В этих исследованиях были изучены различные типы соединений с сопротивлением моменту. Эти типы соединений можно разделить на три группы: мокрые соединения, сухие соединения и соединения с последующим натяжением. Наиболее распространенным типом соединения среди сборных железобетонных соединений, сопротивляющихся моменту, является мокрое соединение либо между сборными железобетонными элементами, либо между сборными и монолитными элементами. Арматура обычно соединяется с помощью перехлестов или спиральных хомутов и иногда содержит довольно мало сварных швов или болтов.Однако мокрые соединения требуют дополнительных полевых работ. Сообщается, что использование фибробетона в соединении увеличивает пластичность и способность соединения рассеивать энергию. На этапе сборки влажные соединения требуют опалубки, которая влияет на этапы строительства и график (Soubra et al., 1993; Park, 1995; Restrepo et al., 1995; Vasconez et al., 1998; Ertas et al., 2006; Парастеша и др., 2014).

Сухие соединения, предпочтительные из-за простоты их применения в полевых условиях и низкой стоимости строительства, обычно формируются путем приваривания стальных пластин и стержней, расположенных на нижней и верхней поверхностях балки, к аналогичным пластинам на колоннах при сборке сборных элементов.Хотя иногда для соединения сборных элементов используются болты, сухие соединения обычно образуются сваркой (Пиллай и Кирк, 1981; Бхатт и Кирк, 1985; Долан и др., 1987; Долан и Пессики, 1989; Секин и Фу, 1990). ; Crisafulli, Restrepo, 2003). Расчет емкости пластиковых шарниров для таких соединений имеет большое значение (Ersoy and Tankut, 1993; Ochs and Ehsani, 1993; Nakaki et al., 1994; Korkmaz and Tankut, 2005). При проектировании болтовых соединений следует учитывать механизм передачи усилия сдвига, а также длину анкеровки и тип болтов (French et al., 1989a; French et al., 1989b; Накаки и др., 1994).

Третий тип соединительных деталей — это соединение с последующим натяжением, которое образуется путем соединения сборной балки и колонны со сталью с последующим натяжением. Пост-натянутые соединения широко исследовались в исследовательских проектах NIST (Национальный институт стандартов и технологий). Целью этой комплексной исследовательской программы является разработка экономичных и легко применимых стойких к моменту соединений балка-колонна для использования в многоэтажных сборных железобетонных конструкциях, особенно в районах с высокой сейсмичностью.Вначале основной концептуальной целью для сборных соединений было собрать вместе сборные балки и колонны с использованием стали для последующего натяжения и обеспечить необходимую передачу сдвига на границе раздела без выступов и срезных шпонок. Переменными испытания были коэффициент армирования стали после натяжения, прочность, расположение и тип соединения стали после натяжения (полное соединение, частичное соединение или без связывания), использование арматуры из низкоуглеродистой стали вместе со сталью с последующим натяжением и низкоуглеродистой стали. коэффициент армирования стали и ее вид в соединении.Программа исследований NIST проводилась в четыре этапа. На заключительном этапе исследования была сформирована и протестирована деталь соединения с использованием арматуры после растяжения в центре x-образного сечения балки и арматуры из мягкой стали в верхней и нижней части секции балки. Этот тип соединения, названный гибридным соединением, был наиболее значительным результатом проекта NIST. Размещение стали после натяжения в центре балки значительно снижает напряжение, которое может возникнуть в стали после натяжения.Таким образом, доказано, что арматура после растяжения остается в диапазоне упругости. Из-за силы зажима, создаваемой на стыке соединения балка-колонна с усилием пост-натяжения, в гибридных соединениях формируется механизм передачи усилия сдвига (Cheok and Lew, 1993; Cheok et al., 1994; Stone et al., 1995; Stanton et al., др., 1997). В исследовательском проекте PRESSS (Сборные железобетонные системы) были разработаны и испытаны четыре различных соединительных элемента из сборного железобетона, устойчивые к моменту (Hawkins and Ghosh, 2004).Кроме того, был изготовлен пятиэтажный прототип конструкции с разработанными деталями соединения и протестирован с целью изучения характеристик соединения в системе конструкции в рамках программ NIST и PRESSS (Palmieri et al., 1997; Nakaki et al., 1999 ; Priestly et al., 1999). Влияние коэффициента армирования мягкой сталью на допустимый изгибающий момент гибридного соединения было подробно исследовано Ozden and Ertas, 2007. Рассеяние энергии монолитных рам в основном обеспечивается неупругим вращением, происходящим в пластических шарнирных зонах каркаса.Однако соединение с последующим натяжением рассеивает энергию за счет вращения луча на поверхности колонны (открытие и закрытие интерфейса соединения). Поскольку рассеяние энергии за счет качания балки на поверхности колонны, где передача сдвига обеспечивается сталью после натяжения, слишком низкое; требуется дополнительное рассеяние энергии для уменьшения землетрясения в каркасе и соединениях. Использование армирования из низкоуглеродистой стали в нижней и верхней секциях балки соединения увеличивает способность соединения к рассеиванию энергии.Подобные достижения могут быть достигнуты при использовании устройства рассеивания энергии, размещенного внутри или снаружи соединения. Кроме того, также важно обеспечить передачу поперечной силы и крутящего момента, которые в связи из-за комбинированного воздействия гравитационных нагрузок и поперечных боковых нагрузок до и во время вращения рассматриваемой рамы в плоскости (Пампанин, 2005; Амарис и др. др., 2006; Озден, Эртас, 2007).

Из-за боковых нагрузок, воздействующих на конструкцию во время землетрясения, возникают неупругие вращения при размыкании и закрытии сборных соединений с последующим натяжением, и такое поведение улучшает сейсмические характеристики сборных конструкций.Таким образом можно избежать повреждения сборных элементов и получить значительные экономические преимущества по сравнению с монолитными каркасными конструкциями. Следовательно, повреждение здания в результате землетрясения не препятствует использованию здания после землетрясения. Из-за этого преимущества разработка простой в изготовлении, практичной и экономичной детали соединения балки и колонны с моментом-сопротивлением для улучшения сейсмических характеристик сборных зданий в зоне высокой сейсмичности является целью настоящего исследования.Арматура из низкоуглеродистой стали помещается как в нижней, так и в верхней части x-образного сечения балки, в то время как высокопрочные болты для последующего натяжения размещаются вдоль центральной линии сечения балки в предлагаемом сборном соединении, изображенном на Рисунке 1. Такая деталь соединения, отличные от обычных соединений с последующим натяжением, вполне могут использоваться в сборных железобетонных конструкциях. Механизм передачи усилия между сборными элементами обеспечивается за счет использования высокопрочных стальных «болтов предварительного натяжения», прикрепляемых только к концам балки.Обычно невозможно использовать сухожилия после натяжения в такой детали соединения, поскольку потеря напряжений в сухожилиях, возникающая из-за смещения зажимного патрона, приводит к большим потерям для коротких сухожилий после натяжения. В предлагаемом соединении для создания зажимного усилия между балкой и гранями колонны использовались высокопрочные стальные болты для последующего натяжения с качеством 60SiCr7, известные как пружинная сталь. Не только механизм передачи сдвигающего усилия и механизм самоцентрирования гарантируются использованием болтов с последующим натяжением, но также они развивают способность выдерживать изгибающий момент.Однако способность соединения к рассеиванию энергии в основном зависит от наличия и процентного содержания в соединении низкоуглеродистой стали. При проектировании таких сборных соединений сборные колонны и балки должны быть спроектированы с большей нагрузкой, чем допустимый момент соединения, чтобы создать пластиковые шарнирные механизмы в соединении путем преодоления зажимного напряжения.

РИСУНОК 1 . Деталь соединения предварительно напряженного сборного железобетона.

Экспериментальная программа

Испытательные образцы

Программа испытаний была разработана для оценки сейсмических характеристик предлагаемой детали соединения балки с колонной из сборного железобетона, выдерживающей момент, при обратном циклическом нагружении, чтобы исследовать ее сейсмические характеристики с точки зрения момента емкость, жесткость, диссипация энергии и остаточные смещения.Образцы для испытаний были спроектированы как внешние стыки многоэтажного здания с учетом того, что точка обратного прогиба в колоннах и балках происходит на средней высоте и в середине пролета под действием землетрясений, в результате чего получается изостатический образец для испытаний.

В данном исследовании пять экземпляров; один монолитный и четыре сборных. Переменные образцов для испытаний приведены в таблице 1. Вклад арматуры из мягкой стали в способность выдерживать изгибный момент составлял 22 и 40%, соответственно, для сборных образцов HBD_10_0 и HBD_16_0.В этих образцах к болтам после натяжения не применялась начальная сила натяжения. Хотя образец HBD_16_20 был таким же, как HBD_16_0 по вкладу коэффициента усиления из мягкой стали, начальная сила натяжения была приложена к болтам после натяжения на уровне примерно 20% от предела текучести болта после натяжения. В отличие от образца HBD_16_20, стальной поясок был размещен над и под балкой, чтобы предотвратить скольжение балки по поверхности колонны в образце HBD_16_20_C.

ТАБЛИЦА 1 . Образцы для испытаний.

Геометрия испытательного образца выбрана примерно как половина конструкции прототипа с учетом вместимости и ограниченного пространства лаборатории, а также критериев нагрузки, указанных в ACI T1.1-01 (ACI T1.1-01, 2001). Спроектированная деталь соединения сборного железобетона показана на Рисунке 1. Размер балки составлял 300 × 500 мм с 1850 мм несвязанной длиной для болтов после натяжения, в то время как размер колонны высотой 2030 мм составлял 400 × 400 мм. Бетонное покрытие сборных колонн и балок составляло 20 мм.

Коэффициент продольного армирования колонны для монолитного образца составил 2,40%. Три арматурных стержня диаметром 10 мм были размещены в качестве продольной арматуры для обеих сторон балки. Конфигурация армирования монолитного образца приведена на рисунке 2. Допустимый изгибающий момент колонны рассчитан выше, чем допустимый изгибающий момент балки, чтобы инициировать пластическое шарнирное соединение в балке, и, таким образом, для монолитного образца обеспечивается строгая философия проектирования балки со слабой опорой. .

РИСУНОК 2 . Деталь усиления монолитного образца для испытаний (размеры в мм).

Дизайн сборных образцов был основан как на руководящих принципах ACI-T1.2-03, так и на рекомендациях, а также на выводах ранее опубликованных исследований (ACI-T1.2-03, 2003). Допустимый момент изгиба сборного соединения должен был быть близким к таковому у монолитного соединения, при условии, что допустимая нагрузка балки и колонны будет выше, чем предельная нагрузка момента соединения.Колонны и балки образцов были изготовлены одинаково во всех сборных соединениях. Основными параметрами испытаний в соединении являются коэффициент усиления мягкой стали и начальная сила последующего натяжения, приложенная к высокопрочным болтам постнатяжения.

Коэффициент продольной арматуры сборных колонн составил 2,40% аналогично монолитному образцу. Размер поперечного сечения сборной балки в области соединения такой же, как и у монолитного соединения. Шесть арматурных стержней из мягкой стали диаметром 20 мм были размещены сверху и снизу сборных железобетонных балок в качестве основной арматуры на изгиб.Чтобы легко установить арматуру из мягкой стали и болты для последующего натяжения, стальные коробчатые секции были размещены вдоль одной оси внутри сборных колонн и балок, показанных на рис. 3. Стальной короб, в который помещается арматура из мягкой стали, имел сечение 80 × 40 мм; в то время как стальной короб 40 × 40 мм использовался на обеих боковых сторонах балки для размещения болтов для пост-натяжения. Коробчатые секции балки были закреплены на стальной плите толщиной 20 мм перед заливкой бетона. Эта стальная пластина использовалась также в качестве подушки для замедления дробления бетона балки вдоль поверхности колонны на протяжении всей нагрузки.Аналогичная пластина толщиной 10 мм была размещена на свободной поверхности колонны, чтобы уменьшить влияние точечной нагрузки, вызванной стяжными болтами. Стальные ребра были приварены к стальным коробам для лучшего сцепления между коробкой и окружающим бетоном, в то время как поперечные болты использовались для обеспечения целостности бетонного заполнения и стальных коробов 40 × 80 мм, используемых для мягкой стали.

РИСУНОК 3 . Детали армирования и соединения сборных образцов для испытаний.

Изготовление и свойства материалов

На этапе сборки сборных элементов балка была установлена ​​на строительные леса, оставляя зазор 20 мм до колонны, а затем был заполнен безусадочным бетоном, армированным стальной фиброй, с пределом прочности на сжатие 90 МПа.Через 24 часа арматура из мягкой стали была помещена в стальные коробки размером 40 × 80 мм и закреплена без предварительного напряжения. Стальной короб с мягким армированием был заполнен высокопрочным раствором для полного сцепления. С другой стороны, короткая неограниченная длина была создана на мягкой стали за счет применения пластикового покрытия с гладкой поверхностью на арматурном стержне и центрирована по границе раздела балка-колонна, указанной в таблице 1. Цель несвязанной длины было избежать разрыва арматуры на малых уровнях сноса.Наконец, болты пост-натяжения были помещены внутрь 40 × 40 мм. Для крепления болтов пост-натяжения не использовался строительный раствор.

Прочность бетона на сжатие 42 МПа. Диаметр арматурной стали для усиления изгиба и сдвига в монолитных и сборных элементах составлял 20 и 10 мм соответственно. Кроме того, арматура диаметром 10 и 16 мм использовалась в качестве арматуры из мягкой стали для образцов сборных соединений после растяжения. Для всех образцов для испытаний, текучесть и предел прочности на изгиб арматуры были 530 и 630 МПа, в то время как эти значения для усиления сдвига были 470 и 700 МПа, соответственно.Однако предел текучести и предел прочности арматурного стержня диаметром 16 мм составил 540 и 637 МПа соответственно. Относительное удлинение арматурной стали при предельной прочности составило 16% для стержня диаметром 10 и 20 мм и 13% для стержня диаметром 16 мм. Высокопрочный болт для последующего натяжения имеет предел прочности на разрыв 1400 МПа и предел текучести 1200 МПа. Относительное удлинение при пределе прочности для стальных болтов составляет 15%. Стяжные натяжные болты были специально изготовлены по длине и характеристикам, подходящим для геометрии соединения.Прочность материалов определялась испытаниями, проведенными в аккредитованной испытательной лаборатории.

Нагрузка и приборы

К образцам применялась квазистатическая обратная циклическая нагрузка. На первом этапе нагружения к колонне была приложена осевая нагрузка в размере 10% от емкости колонны, и эта осевая сила поддерживалась постоянной с помощью схемы боковой нагрузки. Испытательная установка и измерительная система, показанные на рисунке 4, были спроектированы соответственно для использования критериев, описанных в ACI-T1.1-01. Боковая нагрузка была приложена к верхней части колонны, в то время как нижняя часть образца могла свободно вращаться, а конец балки был спроектирован как опора для роликов. Протокол поперечной нагрузки был применен к верхнему концу колонны с помощью гидравлического привода, управляемого перемещением, в соответствии с историей нагрузки, предложенной в ACI T1.01. На каждом уровне вытеснения было реализовано три полных цикла. Первый цикл был в линейной области (дрейф 0,15 и 0,20%), и шаги загрузки постепенно увеличивались.

РИСУНОК 4 . Испытательная установка и приборы.

Преобразователи линейного переменного смещения (LVDT) устанавливаются на испытательных образцах для измерения смещения колонны по этажу, деформации скольжения, которая может возникнуть в нижнем стыке и конце балки, кривизны на конце балки, скольжения конца балки относительно поверхность сборных колонн и отверстия на стыке колонн с балками. Все экспериментальные данные были собраны и сохранены в электронном виде, растрескивание, податливость, разрушающие нагрузки и смещения образцов отслеживались, а образцы трещин регистрировались одновременно.Уровень сноса рассчитывается как отношение смещения этажа к высоте колонны. Чистое смещение в верхней части колонны называется смещением этажа и рассчитывается в соответствии с формулой. 1.

Δnet = Δct − Δcb− (20501800 × Δbv) (1)

В этом уравнении чистое смещение колонны (Δ _net ) получается путем вычитания бокового смещения основания колонны (Δ _cb ) и вертикального смещение конца балки (Δ _bv ) от измеренного бокового смещения на вершине колонны (Δ _ct ).Фактически, движение твердого тела было вычтено из верхнего смещения колонны, чтобы получить чистое смещение, вызывающее внутренние силы. Тензодатчики были установлены на внешней поверхности колонны, чтобы измерить начальную эффективную силу пост-натяжения в болтах пост-натяжения и измерить изменения силы пост-натяжения во время эксперимента. Тензодатчики были помещены на стальные стержни для определения смещения текучести арматуры из мягкой стали.

Экспериментальные результаты

Экспериментальные результаты и наблюдаемое поведение соединения во время эксперимента представлены в этом разделе.Виды разрушения образцов представлены на рисунке 5.

РИСУНОК 5 . Повреждения в испытательных образцах при коэффициенте дрейфа 4%. (А) MONO_0. (В) HBD_10_0. (К) HBD_16_0. (Г) HBD_16_20. (E) HBD_16_20_C.

Монолитный образец (MONO_0)

Монолитный образец показал почти эластичность в первых двух циклах с уровнем дрейфа 0,25%. На уровне сноса 0,75% на колонне вблизи области соединения наблюдаются трещины изгиба.Диагональные микротрещины на балке появились на уровне сноса 1,00%. Податливость балки изгибной арматуры наблюдалась при 1,40% цикла дрейфа истории. Выкрашивание бетона на нижнем блоке сжатия балки произошло с коэффициентом сноса 2,20%. Во втором цикле коэффициента дрейфа 4,0% нижняя арматура изгибалась, как показано на рисунке 5A. Отклик образца на поперечный дрейф от нагрузки показан на рисунке 6. Измеренная предельная поперечная нагрузка для циклов толкания и тяги составляет 120 и -117 кН, соответственно.Никакого значительного ухудшения прочности монолитного соединения не наблюдалось до уровня дрейфа 4,00%, и поведение было пластичным.

РИСУНОК 6 . Нагрузка — отклик на дрейф сюжета образца MONO_0.

Сборные образцы

Повреждения в сборных соединениях обычно собираются в области соединения из-за открытия и закрытия трещины, которая возникает на стыке соединений. Поскольку моментная нагрузка сборных элементов была спроектирована выше, чем моментная нагрузка соединения, никаких значительных повреждений сборных элементов во время испытаний не наблюдалось.

Гибридный образец (HBD_10_0)

Болты после натяжения не подвергались начальному последующему натяжению. Первая микротрещина произошла при уровне дрейфа 0,20% на стыке соединения, в то время как армирование соединения из мягкой стали уступило место во время цикла дрейфа 0,75%. Остаточные смещения в виде вертикального скольжения на границе стали видимыми при коэффициенте дрейфа 1,40%. Из-за преждевременной податливости нижняя арматура из низкоуглеродистой стали в соединении была изогнута в первом цикле на 2.75% уровень дрейфа сюжета. При уровне сноса 4,00% бетон на сжатой поверхности был раздроблен в области соединения, как показано на Рисунке 5B. Поведение поперечной нагрузки в зависимости от сноса показано на рисунке 7. Максимальная поперечная нагрузка была измерена как 84 кН при сжатии и -71 кН при растяжении. Максимальное натяжение натяжных болтов стойки составило 790 МПа (усилие 224 кН). Открытие зазора на границе раздела пучок-колонна достигло максимального уровня 30,0 мм при цикле дрейфа 4,00%, а вертикальное скольжение пучка по поверхности колонны было 15.5 мм.

РИСУНОК 7 . Нагрузка — отклик на дрейф сюжета образца HBD_10_0.

Гибридный образец (HBD_16_0)

Болты после натяжения не подвергались начальному последующему натяжению. Податливость верхней арматуры из мягкой стали на границе раздела произошла при первом цикле сноса 0,75%. Зазор на границе раздела достиг 6 мм при уровне дрейфа 1,40%. В первом цикле с коэффициентом дрейфа 4% используется арматура из низкоуглеродистой стали в нижней части соединения.Остаточное смещение в образце составило около 51,8 мм в конце испытания, а на рис. 5С показан последний вид повреждения сборного образца. График поперечного сноса нагрузки-истории представлен на рисунке 8. Максимальная поперечная нагрузка составляла 114 кН при толкании и -104 кН при циклах вытягивания. Максимальное измеренное растягивающее напряжение в стяжных болтах составляло 889 МПа (сила 252 кН). Зазор на стыке соединения колонны с балкой достиг максимального уровня 26,8 мм при уровне смещения этажа 4,00%. Величина вертикального скольжения балки по поверхности колонны составила 13.1 мм.

РИСУНОК 8 . Нагрузка — реакция дрейфа сюжета образца HBD_16_0.

Гибридный образец (HBD_16_20)

Поскольку внезапное увеличение силы, передаваемой на болты дополнительного натяжения, произошло сразу после деформации мягкой стали, наблюдались значительные относительные деформации на границе раздела балка-колонна, приводящие к деградации жесткости и остаточным деформациям скольжения в предыдущие образцы сборного железобетона. По этой причине была приложена начальная сила последующего натяжения на уровне, равном 20% предела текучести болта (240 МПа), чтобы увеличить усилие зажима на границе раздела.Как и в предыдущих образцах, арматура из мягкой стали дала коэффициент дрейфа 0,75%. Сила последующего натяжения, приложенная к болтам, оказала влияние на их поведение в целом. Арматура из низкоуглеродистой стали в нижней части границы раздела разорвалась при втором толчковом цикле с коэффициентом дрейфа 4,00%, как показано на рисунке 5D. Поведение поперечного смещения нагрузки от этажа показано на рисунке 9. Максимальная измеренная поперечная нагрузка составляет 130 кН во время циклов толкания и –126 кН тяги. Максимальное измеренное растягивающее напряжение в стяжных болтах составляло 995 МПа (сила 282 кН) при 3.Уровень сноса 50% этажа. Открытие зазора на стыке балки и колонны достигло 27,3 мм при уровне дрейфа 4,00% этажа.

РИСУНОК 9 . Нагрузка — реакция дрейфа сюжета образца HBD_16_20.

Гибридный образец (HBD_16_20_C)

Образец HBD_16_20_C был с небольшими стальными скобами вверху и внизу балки на границе раздела для ограничения скользящего типа деформаций. Первые микротрещины, указывающие на открытие границы раздела пучок и колонны, наблюдались в точке 0.Уровень сноса этажа 25%, а податливость арматуры из мягкой стали произошла на уровне сноса 0,75%. Волнистые диагональные трещины, наблюдаемые в балке при цикле 1,40%, в то время как дробление бетона наблюдалось на границе раздела балка-колонна при коэффициенте дрейфа 4,00%, как показано на рис. 5E. Потери несущей способности при схеме нагружения не наблюдалось. График поперечной нагрузки на этажный дрейф представлен на рисунке 10. Максимальная измеренная толкающая нагрузка составила 140 кН, а тяговое усилие — -140 кН. Максимальная сила натяжения, измеренная в натяжных болтах стойки, составила 1055 МПа (сила 299 кН) на 4.00% цикл. Отверстие на стыке балки и колонны достигло максимального уровня 17,3 мм. Вертикальное относительное скольжение на стыке балки и колонны минимизировано с помощью стальных кронштейнов.

РИСУНОК 10 . Нагрузка — реакция дрейфа сюжета образца HBD_16_20_C.

Оценка результатов испытаний

Сравнение прочности, видов разрушения, ухудшения жесткости, характеристик рассеивания энергии и значений остаточного смещения монолитных и гибридных сборных образцов представлено в следующем разделе.

Прочность и режимы отказа

В большинстве проектных норм требуется продемонстрировать, что поведение сборного соединения аналогично или, в лучшем случае, эквивалентно поведению монолитного соединения. В этом исследовании прочность и поведение сборных соединений сравнивается с монолитным образцом с использованием огибающих поперечной нагрузки и смещения этажа, представленных на рисунке 11. Кроме того, моментная нагрузка каждого соединения определяется путем обработки полученных кривых смещения нагрузки. из экспериментов.По результатам, если моментная нагрузка монолитного соединения составляет 218 кН м, то моментная нагрузка соединения HBD_10_0 снижается до 133 кН м. Моментальная емкость соединения HBD_16_0 достигла 85% емкости монолитного соединения и 95% емкости соединения HBD_16_20. Моментная нагрузка соединения HBD_16_20_ C определена как 231 кН · м, а моментные характеристики соединения HBD_16_20_ C превышают таковую у монолитного соединения на 7%. Поведение сборных образцов с усилием предварительного напряжения, приложенным к высокопрочной арматуре, очень похоже на поведение монолитного соединения.Допустимая нагрузка HBD_16_20_C (продолжение) увеличилась без потерь до конца цикла дрейфа 4,00%. В этом случае, когда вертикальное скольжение сборного соединения предотвращается с помощью выступа, оно ведет себя аналогично монолитному соединению.

РИСУНОК 11 . Огибающие кривые образцов.

Снижение жесткости

Болты для последующего натяжения из высокопрочной стали в сборных соединениях обеспечивали более высокие значения начальной жесткости по сравнению с монолитным соединением.Эти более высокие значения начальной жесткости можно считать полезными для уменьшения повреждений неструктурных (архитектурных) элементов при сейсмических возбуждениях низкого уровня.

Снижение жесткости рассчитывается с учетом изменения секущей жесткости (K _сек ) в образцах. Значения секущей жесткости, K _sec , рассчитываются в соответствии с подходом ACI T1.1-01, принимая во внимание точки пика выталкивания и вытягивания в третьем цикле каждого уровня дрейфа этажа (Priestly et al., 2007). Результаты испытаний нормализуют путем деления измеренного значения K _с каждого уровня сноса на значение 0,15% -ного цикла сноса, и кривые ухудшения жесткости показаны соответственно, как показано на Рисунке 12. Значения секущей жесткости, K _с в сборном железобетоне и монолитные монолитные соединения аналогичны в начале истории загрузки. Однако в образцах без последующего натяжения имело место заметное ухудшение жесткости из-за текучести низкоуглеродистой стали.С другой стороны, начальная сила последующего натяжения и размещение стальных консолей в нижней и верхней части балки снижает снижение жесткости, как показано на Рисунке 12.

РИСУНОК 12 . Снижение жесткости образцов.

Рассеивание энергии

Способность рассеивания энергии испытуемых образцов рассчитывается в соответствии с методом, приведенным в ACI T1.1-01. Чтобы подчеркнуть характеристики рассеивания энергии сборных соединений, относительный коэффициент рассеяния энергии в зависимости отсюжетные графики дрейфа представлены на рисунке 13. Концепция рассеивания энергии определена в ACI T11-01 как критерий приемлемости для таких соединений. Рассеиваемая энергия может быть измерена как площадь петли в третьем цикле заданного уровня дрейфа этажа. Нормализация этого значения оценивается в соответствии с упругопластическим поведением образца при данном заданном цикле дрейфа. В качестве критерия приемки согласно ACI T1.1-01 максимальная относительная скорость потерь энергии узла должна быть равна 1/8 от значения третьего цикла при 3.Коэффициент дрейфа 5%.

РИСУНОК 13 . Относительные коэффициенты рассеяния энергии в зависимости от отклика истории.

Сборные соединения без стального пояска демонстрируют почти такое же поведение и рассеивают больше энергии, чем монолитное соединение, до коэффициента дрейфа этажа 1,70%. За пределами этого уровня дрейфа тенденция меняется, и значения диссипации энергии сборных соединений снижаются по сравнению с монолитным образцом. Графики рассеяния энергии показывают, что образец с последующим натяжением и со стальным выступом (HBD_16_20_C) показал лучшие характеристики, как и монолитный образец.

Остаточные смещения

Во многих конструкциях наблюдаются остаточные смещения вместо неупругих деформаций. Это остаточное смещение тесно связано с максимальным уровнем пластичности для гибкого соединения балки с колонной. Следует отметить, что, хотя на рассеяние энергии соединения положительно влияет увеличение остаточных смещений, это также вызывает увеличение затрат на ремонт и укрепление зданий после землетрясения (Christopoulos and Pampanin, 2004).Максимально возможное остаточное смещение в основном является функцией жесткости кривой разгрузки и последнего значения остаточного смещения (Christopoulos et al., 2003a; Christopoulos et al., 2003b).

Философия проектирования соединений с последующим натяжением основана на предотвращении остаточных повреждений элементов конструкции после землетрясения. В случае остаточного смещения этажа в конструкции, остаточное вращение будет происходить на концах балки в соответствии с философией проектирования сильных колонн и слабых балок.Рис. 14 иллюстрирует поведение дрейфа остаточного смещения для испытательных образцов. Остаточные смещения, наблюдаемые до тех пор, пока арматура из низкоуглеродистой стали, выдерживающая уровень нагрузки в сборных соединениях, является минимальной. С другой стороны, поведение сборного железобетона с долей мягкой стали, равной 10%, в зависимости от остаточного смещения не согласуется. На уровне дрейфа 4% этажа остаточное смещение 20 мм было зарегистрировано для образца HBD_10_0. До уступки арматуры из мягкой стали в образцах HBD_16_20, остаточные смещения были незначительными.После точки текучести арматуры постоянные смещения достигли 15 мм в конце испытания. Характеристики остаточной деформации монолитного образца и образца с последующим натяжением и со стальным поясом (HBD_16_20_C) очень похожи.

РИСУНОК 14 . Остаточные смещения на образцах в зависимости от дрейфа сюжета.

Заключение

Следующие выводы сделаны на основании результатов текущего экспериментального исследования.

• Повреждения в соединениях сборных железобетонных изделий, подвергнутых последующему натяжению, в основном наблюдаются на границе раздела балка-колонна из-за открытия и закрытия первой трещины.Повреждения всех сборных элементов незначительны. Тем не менее, вертикальное относительное скольжение балки по поверхности колонны после податливости арматуры из мягкой стали становится более доминирующим в образцах без последующего напряжения. Скольжение на границе раздела приводит к разрыву арматуры из мягкой стали меньше ожидаемого уровня сноса этажа.

• Сборное соединение с последующим натяжением со стальной консольной системой, как в образце HBD_16_20_C, предотвращает разрыв арматуры из низкоуглеродистой стали и поддерживает несущую способность соединений даже при более высоких уровнях смещения этажа, даже во время 4.Коэффициент дрейфа сюжета 00%. Также этот образец вполне может быть альтернативой монолитному соединению с сокращением времени строительства на объекте.

• В сборных соединениях жесткость была аналогична монолитному образцу в начале коэффициентов дрейфа. Однако заметная деградация начинается из-за открытия и закрытия трещины на границе балки и колонны. Применение начального последующего натяжения вместо высокопрочных болтов и установка выступа для уменьшения относительного скольжения балки, как в случае соединения HBD_16_20_C, не только увеличивает начальную жесткость, но и снижает ее деградацию.

• HBD_16_20_C, одно из сборных соединений, показало наиболее близкое поведение рассеяния энергии, аналогичное монолитному соединению.

• Результаты этого экспериментального исследования показывают, что производительность сборного соединения HBD_16_20_C была удовлетворительной на основании оценки сейсмических характеристик, рекомендованной ACI T1.1R-0. Это указывает на то, что сборная конструкция, в которой используется соединение балка-колонна, имеет надлежащее сопротивление поперечной силе сейсмическим нагрузкам.

Заявление о доступности данных

В статью включены все наборы данных, представленные в этом исследовании.

Вклад авторов

HA разработал образцы соединений, провел эксперименты, проанализировал результаты и написал рукопись. С.О. руководила исследованиями и поддерживала ее. Оба автора внесли свой вклад в статью и одобрили представленную версию.

Финансирование

Часть настоящего исследования была поддержана губернатором Коджаэли Турецкой Республики.

Конфликт интересов

Авторы заявляют, что исследование проводилось в отсутствие каких-либо коммерческих или финансовых отношений, которые могут быть истолкованы как потенциальный конфликт интересов.

Благодарности

Авторы выражают свою признательность сотрудникам Лаборатории структур Университета Коджаэли за их неоценимый вклад в подготовку и тестирование образцов.

Источники

Целевая группа 1 по инновациям ACI (2003 г.). ACI T1. 2‐03 ‐ Специальные гибридные моментные рамы, состоящие из дискретно соединенных сборных железобетонных и предварительно напряженных бетонных элементов. Американский институт бетона , Фармингтон-Хиллз, Мичиган.

Google Scholar

Adalier, K., и Айдингун, О. (2001). Структурно-инженерные аспекты землетрясения в Адана-Джейхане (Турция) в июне 1998 года. Eng. Struct. 23, 343–355. doi: 10.1016 / s0141-0296 (00) 00046-8

CrossRef Полный текст | Google Scholar

Amaris, A., Pampanin, S., and Palermo, A. (2006). «Однонаправленные и двунаправленные квазистатические испытания альтернативных сборных узлов гибридных сборных железобетонных балок», Конференция Новозеландского общества инженеров по сейсмостойкости, Новая Зеландия, июнь 2006 г.

Google Scholar

Bhatt, P.и Кирк Д. В. (1985). Испытание улучшенного соединения колонны балки для сборного железобетона. ACI Struct. J. 82, 834–843.

Google Scholar

Брюно, М. (2002). Ущерб зданиям в результате землетрясения в Мраморном море в Турции в августе 1999 года. J. Seismol. 6, 257–377. doi: 10.1023 / a: 1020035425531

CrossRef Полный текст | Google Scholar

Cheok, G. S., and Lew, H. S. (1993). Смоделируйте соединения сборной железобетонной балки с колоннами, подверженными циклическим нагрузкам. PCI J. 38, 80–92. doi: 10.15554 / pcij.07011993.80.92

CrossRef Полный текст | Google Scholar

Cheok, G., Stone, W., Stanton, J., and Seagen, D. (1994). Соединение балки с колонной для сборных железобетонных конструкций, устойчивых к моменту, 4-й совместный технический координационный комитет по сборным сейсмическим конструкционным системам. Цукуба, Япония, май 1994 г.

Google Scholar

Christopoulos, C., Pampanin, S., and Priestley, M. J. N. (2003a). Расчетная сейсмическая характеристика каркасных конструкций с учетом остаточных деформаций.Часть I: системы с одной степенью свободы. J. Earthq. Англ. 7, 97–118. doi: 10.1080 / 13632460309350443

CrossRef Полный текст | Google Scholar

Christopoulos, C., Pampanin, S., and Priestley, M. J. N. (2003b). Расчетная сейсмическая характеристика каркасных конструкций с учетом остаточных деформаций. Часть II: системы с множеством степеней свободы. J. Earthq. Англ. 7, 119–147. doi: 10.1080 / 13632460309350443

CrossRef Полный текст | Google Scholar

Christopoulos, C., и Пампанин, С. (2004). На пути к сейсмическому проектированию конструкций из MDOF, основанному на характеристиках, с явным учетом остаточных деформаций. ISET J. Earthq. Technol. 41, 53–73.

Google Scholar

Крисафулли, Ф. Дж., И Рестрепо, Дж. И. (2003). Соединения из гибкой стали для сейсмостойких сборных домов. J. Earthq. Англ. 7, 541–553. doi: 10.1080 / 13632460309350463

CrossRef Полный текст | Google Scholar

Долан К. В. и Пессики С.П. (1989). Модельные испытания сборных железобетонных соединений. PCI J. 34, 84–103. doi: 10.15554 / pcij.03011989.84.103

CrossRef Полный текст | Google Scholar

Долан К. В., Стэнтон Дж. Ф. и Андерсон Р. Г. (1987). Моментальное соединение и простое соединение. PCI J. 32, 62–74. doi: 10.15554 / pcij.03011987.62.74

CrossRef Полный текст | Google Scholar

Энглекирк Р. Э. (1990). Учет сейсмостойкости сборных железобетонных многоэтажных домов. PCI J. 35, 40–51. doi: 10.15554 / pcij.05011990.40.51

CrossRef Полный текст | Google Scholar

Эрсой У. и Танкут Т. (1993). Сборные железобетонные элементы со сварными пластинчатыми соединениями при обратном циклическом нагружении. PCI J. 38, 94–100. doi: 10.15554 / pcij.07011993.94.100

CrossRef Полный текст | Google Scholar

Эртас, О., Озден, С., и Озтуран, Т. (2006). Вязкие соединения в сборных железобетонных каркасах, устойчивых к моменту. PCI J. 51, 2–12. doi: 10.15554 / pcij.05012006.66.76

CrossRef Полный текст | Google Scholar

French, C. W., Amu, O., and Tarzikhan, C. (1989a). Связь между сборными элементами — отказ вне области соединения. J. Struct. Англ. 115, 316–340. doi: 10.1061 / (asce) 0733-9445 (1989) 115: 2 (316)

CrossRef Полный текст | Google Scholar

French, C. W., Amu, O., and Tarzikhan, C. (1989b). Связь между сборными элементами — отказ в области соединения. J. Struct. Англ. 115, 3171–3192. doi: 10.1061 / (asce) 0733-9445 (1989) 115: 12 (3171)

CrossRef Полный текст | Google Scholar

Гош, С. К. (1995). Наблюдения за работой конструкций при землетрясении в Кобе 17 января 1995 г. Pcij 40, 14–22. doi: 10.15554 / pcij.03011995.14.22

CrossRef Полный текст | Google Scholar

Хокинс, Х. М., и Айверсон, Дж. К. (1994). Характеристики предварительно напряженной конструкции из сборного железобетона во время землетрясения в Нортридже. PCI J. 39, 38–55.

CrossRef Полный текст | Google Scholar

Хокинс, Н. М., и Гош, С. К. (2004). Требования к использованию моментных рамных систем PRESSS. PCI J. 49, 98–103. doi: 10.15554 / pcij.03012004.98.103

CrossRef Полный текст | Google Scholar

Коркмаз, Х. Х., Танкут, Т. (2005). Выполнение соединения сборных железобетонных балок с балками при обратной циклической нагрузке. Eng. Struct. 27, 1392–1407.doi: 10.1016 / j.engstruct.2005.04.004

CrossRef Полный текст | Google Scholar

Mitchell, D., DeVall, R.H., Saatçiolu, M., Simpson, R., Tinavi, R., and Tremblay, R. (1995). Повреждение бетонных конструкций в результате землетрясения в Нортридже в 1994 году. банка. J. Civ. Англ. 22, 361–377. doi: 10.1139 / l95-047

CrossRef Полный текст | Google Scholar

Накаки, ​​С. Д., Энглекирк, Р. Э., и Плен, Дж. Л. (1994). Пластичные соединители для сборного железобетонного каркаса. PCI J. 39, 46–59. doi: 10.15554 / pcij.0

94.46.59

CrossRef Полный текст | Google Scholar

Накаки, ​​С. Д., Стэнтон, Дж. Ф. и Шритаран, С. (1999). Обзор пятиэтажного здания для испытаний сборного железобетона PRESSS. PCI J. 44, 26–39. doi: 10.15554 / pcij.03011999.26.39

CrossRef Полный текст | Google Scholar

Ochs, J. E., and Ehsani, M. R. (1993). Моментостойкие соединения в сборных железобетонных каркасах для сейсмических регионов. PCI J. 38, 64–75.doi: 10.15554 / pcij.0

93.64.75

CrossRef Полный текст | Google Scholar

Озден, С., Акпинар, Э., Эрдоган, Х., Аталай, Х. М. (2014). Характеристики сборных железобетонных конструкций при землетрясении в Ване в октябре 2011 года, Турция. Mag. Concr. Res. 66, 543–552. doi: 10.1680 / macr.13.00097

CrossRef Полный текст | Google Scholar

Озден, С., и Эртас, О. (2007). Поведение несвязанных предварительно напряженных сборных железобетонных соединений с различным процентным содержанием арматуры из низкоуглеродистой стали. PCI J. 52, 32–44. doi: 10.15554 / pcij.03012007.32.44

CrossRef Полный текст | Google Scholar

Palmieri, L., Saqan, E., French, C. W., and Kreger, M. (1997). «Пластичные соединения для сборных железобетонных каркасных систем» на симпозиуме Мете А. Созена — дань уважения его ученикам SP 162-13, Фармингтон-Хиллз, Мичиган, январь 1997 г., стр. 313–355.

Google Scholar

Пампанин С. (2005). Новое решение для высоких сейсмических характеристик зданий из сборного железобетона и предварительно напряженного железобетона. J. Advanced Conc. Tech. 3, 207–223. doi: 10.3151 / jact.3.207

CrossRef Полный текст | Google Scholar

Parastesha, H., Hajirasoulihab, I., and Ramezanic, R. (2014). Новое пластичное соединение с сопротивлением моменту для сборных железобетонных каркасов в сейсмических регионах: экспериментальное исследование. Eng. Struct. 70, 144–157. doi: 10.1016 / j.engstruct.2014.04.001

CrossRef Полный текст | Google Scholar

Park, R. (1995). Взгляд на сейсмическое проектирование сборных железобетонных конструкций в Новой Зеландии. PCI J. 40, 40–60. doi: 10.15554 / pcij.05011995.40.60

CrossRef Полный текст | Google Scholar

Пиллаи, С. У., и Кирк, Д. У. (1981). Ковкое соединение балки с колонной в сборном железобетоне. ACI Struct. J. 8, 480–487.

Google Scholar

Пристли, М. Дж. Н., Кальви, Г. М., и Ковальски, М., Дж. (2007). Сейсмическое проектирование конструкций на основе вытеснения . Павия, Италия: IUSS Press.

Google Scholar

Пристли, М.Дж. Н., Шритаран, С., Конли, Дж. Р., и Пампанин, С. (1999). Предварительные результаты и выводы пятиэтажного испытательного здания из сборного железобетона PRESSS. PCI J. 44, 42–67.

Google Scholar

Рестрепо Дж. И., Парк Р. и Бьюкенен А. Х. (1995). Проектирование соединений сейсмостойких сборных железобетонных рам по периметру. PCI J. 40, 68–80. doi: 10.15554 / pcij.0

95.68.80

CrossRef Полный текст | Google Scholar

Секин, М., и Фу, Х.С. (1990). Соединения балка-колонна в сборных железобетонных конструкциях. ACI Struct. J. 87, 252–261.

Google Scholar

Субра, К., С., Уайт, Дж. К., и Нааман, А. Э. (1993). Циклический отклик волокнистых монолитных соединений в сборных узлах балка-колонна. ACI Struct. J. 90, 316–323.

Google Scholar

Стэнтон, Дж. Ф., Хокинс, Н. М., и Хикс, Т. Р. (1991). PRESSS Project 1.3: классификации и оценки соединений. PCI J. 36, 62–71. doi: 10.15554 / pcij.0

91.62.71

CrossRef Полный текст | Google Scholar

Стэнтон Дж., Стоун В. К. и Чеок Г. С. (1997). Гибридный железобетонный каркас для сейсмических регионов. PCI J. 42, 20–23. doi: 10.15554 / pcij.03011997.20.23

CrossRef Полный текст | Google Scholar

Stone, W. C., Cheok, G. S., and Stanton, J. F. (1995). Выполнение гибридных моментных сопротивлений соединений сборных балок и колонн из бетона, подверженных циклическим нагрузкам. ACI Struct. J. 91, 229–249. doi: 10.14359 / 1145

CrossRef Полный текст | Google Scholar

Тониоло Г. и Коломбо А. (2012). Сборные железобетонные конструкции: уроки землетрясения в Л’Акуиле. Struct Concr , 13 стр. 78–83. DOI: 10.1002 / suco.201100052

Васконез Р. М., Нааман А. Э. и Уайт Дж. К. (1998). Поведение соединений HPFRC для сборных железобетонных рам при обратной циклической нагрузке. PCI J. 43, 58–71. DOI: 10.15554 / pcij.11011998.58.71

CrossRef Полный текст | Google Scholar

Расчет полого треугольного поперечного сечения методами сборных монолитных балок с учетом нелинейных свойств бетона | Азизов

[1] Азизов, Т., Азизова, А., и Аль-Гадбан, С. (2018). Устройство и расчет железобетонного перекрытия с высоким пространственным рабочим эффектом. Международный журнал инженерии и технологий (ОАЭ), 7 (3), 567-574. http://dx.doi.org/10.14419 / ijet.v7i3.2.14591

[2] Азизов Т.Н. Расчет железобетонных перекрытий и пролетных строений мостов / Т. Азизов, А.Я. Барашиков, В. Дорофеев. — Одесса, 2009. — 193с.

[3] ENV 1992-1. Еврокод- 2. Проектирование бетонной конструкции. Часть 1. Общие правила и правила для зданий , GEN, 1993.

[4] ДБН В.2.6-98: 2009. Конструкции будынков и спор. Бетонни та зализобетонни конструкции. Основни положення. , Минрехионбуд, Киев

[5] Ли, Г., Ван Б. и Чжоу М. (2018). Исследование свойств изгиба армированных бетонных балок самовозгорания. Periodica Polytechnica Civil Engineering, 62 (1), 206-218. https://doi.org/10.3311/PPci.10647

[6] Дж. К. Уайт, Дж. Г. МакГрегор. Железобетон: механика и дизайн, Нью-Джерси: Верхняя Сэдл-Ривер, (2009).

[7] Ромбах Г.А. Конечно-элементное проектирование бетонных конструкций: практические проблемы и их решения, Издание второе. ICE Publishing.2011г. — 350р.

[8] Кочкарев Д., Галинска Т. (2018). Нелинейные расчеты на прочность поперечных сечений изгибаемых железобетонных элементов и их практическая реализация. Материалы на цементной основе, 13-30 http://dx.doi.org/10.5772/intechopen.75122

[9] Кочкарев Д. и Галинска Т. (2017). Методика расчета железобетонных элементов на основе расчетного сопротивления железобетона. Документ представлен на MATEC Web of Conferences, 116 https: // doi.org / 10.1051 / matecconf / 201711602020

[10] Кочкарев, Д., Галинска, Т., и Ткачук, О. (2018). Расчет нормальных сечений изгиба железобетона и фибробетонного элемента . Международный журнал инженерии и технологий (ОАЭ), 7 (3), 176-182. http://dx.doi.org/10.14419/ijet.v7i3.2.14399

[11] Ржаницын А.Р. Теория составных стержней строительных конструкций, Госстройиздат. Москва. 1948, 192

[12] Опиры материалов / Г.С. Писаренко, О.Л. Квитка, Э. Уманский; За красный. Г.С. Писаренко, К. Выща шк., 2004, 655.

[13] Стороженко Л., Буцкий В., Тарановский О. (1998). Устойчивость сжатых железобетонных композитных трубчатых колонн с центрифугированными стержнями. Журнал исследований конструкционной стали, 46 (1-3), 484. http://dx.doi.org/10.1016/S0143-974X(98)80098-9

[14] Кочкарев Д., Азизов Т., & Галинска Т. (2018) Определение прогиба железобетонных элементов при изгибе. Документ представлен на веб-сайте конференций MATEC, 230 https: // doi.org / 10.1051 / matecconf / 201823002012

[15] Пискунов, В. Г., Горик, А. В., и Чередников, В. Н. (2000). Моделирование поперечных сдвигов кусочно-однородных композитных стержней с использованием итерационного процесса с учетом касательных нагрузок 2. Решение уравнений и результаты. Механика композитных материалов, 36 (6), 445-452. https://doi.org/10.1023/A:1006798314569

[16] Пискунов В. Г., Горык А. В., Чередников В. Н. (2000). Моделирование поперечных сдвигов кусочно-однородных композитных стержней с использованием итерационного процесса с учетом касательных нагрузок.1. Построение модели. Механика композитных материалов, 36 (4), 287-296. DOI: 10.1007 / BF02262807

Сравнительное исследование сейсмического поведения монолитной сборной железобетонной конструкции и монолитной бетонной конструкции

Мы сомневаемся, что монолитная сборная железобетонная конструкция может быть спроектирована как монолитная в зоне с высокой сейсмической интенсивностью. Чтобы решить эту загадку, были спроектированы и протестированы на вибростоле модель монолитной конструкции из сборного железобетона в масштабе 1/5 и модель монолитной конструкции.Был проведен сравнительный анализ между ними, чтобы лучше понять их сейсмическое поведение. Основываясь на результатах экспериментов, характер и механизм разрушения были разными: концентрированное повреждение в соединительной балке, которое затем распространялось на сдвиговые стенки CIPS, а слабые соединения представляли трещины между сборными элементами помимо соединительной балки MPCS. Собственная частота MPCS обладала характерной особенностью слабости связей, которая была изначально больше, чем у CIPS, и быстро уменьшалась после первых волн с PGA, равным 0.035 г. Коэффициенты усиления ускорения представляли тенденцию изменения под разными волнами землетрясений. Распределение сейсмического отклика имело линейность по высоте моделей в пластической стадии и позже превратилось в нелинейность из-за серьезных повреждений. В целом, MPCS и CIPS имели сходные сейсмические характеристики, за исключением типичных характеристик. И было доказано, что они обладают лучшими сейсмическими характеристиками без обрушения при сильных землетрясениях.

1. Введение

Сборная железобетонная конструкция состоит из сборных элементов, изготовленных на заводе, которые широко используются для жилых домов, промышленных зданий и общественных зданий, таких как квартиры, автостоянки и стадионы.Он обладает высококачественными сборными элементами: скоростью возведения и свободой архитектурной формы элементов. Однако целостность и безопасность соединений между сборными железобетонными элементами имеют большое значение для глобальной конструкции, особенно при землетрясениях. Как известно, конструкция стены на сдвиг является эффективной системой бокового сопротивления для многоэтажных жилых домов [1, 2] в сейсмоопасной зоне.

Сборные элементы стены, работающей на сдвиг, по высоте этажа соединяются, образуя боковую систему сопротивления.Чтобы сохранить надежность горизонтального соединения, используются различные способы соединения продольных арматурных элементов, такие как залитые втулки, последующее натяжение и соединительные муфты [3–7]. Далее, изолированные сдвиговые стенки с различными горизонтальными соединениями были испытаны с учетом контактной поверхности и упомянутого соединения продольной арматуры [8–10]. Вертикальное соединение, расположенное между сборными элементами этажа, было исследовано Vaghei et al. [11]. В настоящее время улучшенная герметизированная втулка представляет собой эффективное соединение продольной арматуры, а монолитное вертикальное соединение между сборными элементами этажа выполняется для повышения их целостности.А именно, вертикальное соединение — это краевые элементы сдвиговой стенки монолитной конструкции.

Свойства преобладающих соединений сборных элементов и конструкции в целом были определены с помощью псевдостатических испытаний и псевдодинамических испытаний [12–15], в то время как испытания не учитывали влияние продолжительности сейсмических волн. Один из видов сборных стеновых конструкций — крупнопанельное сборное бетонное здание с тремя одинарными простыми стенами — был испытан Oliva et al. [16], а трехэтажная модельная структура была протестирована Lee et al.[17]. А сейсмические свойства сборной конструкции в масштабе 1/4 с резиновыми подшипниками с высоким демпфированием были изучены Wang et al. [18]. Тем не менее, в некоторых отчетах об исследованиях было обнаружено, что сборные железобетонные конструкции не обладали отличными сейсмическими характеристиками во время предыдущего землетрясения из-за отказов сварных и плохо сконструированных соединений [19, 20]. Совершенно очевидно, что необходимы дальнейшие экспериментальные исследования, чтобы заполнить пробел в знаниях о сейсмическом поведении сборных железобетонных конструкций. А крупномасштабные испытания на вибростоле — надежный метод исследования динамической сейсмической реакции сборных железобетонных конструкций.

В этой статье представлена ​​программа сравнительных испытаний на вибростоле, реализованная на двух масштабных 1: 5 моделях 12-этажной конструкции стены со сдвигом, чтобы понять динамический сейсмический отклик сборной железобетонной конструкции. Одна представляет собой монолитную конструкцию (CIPS), а другая — монолитную сборную железобетонную конструкцию (MPCS). Конструкция прототипа была спроектирована с двумя отсеками и двумя пролетами в соответствии с положениями кодекса [21], а конструкция MPCS была спроектирована согласно кодексу [22] и листам чертежей проекта [23].На основе результатов тестирования динамические характеристики двух моделей, такие как частота, коэффициент демпфирования и форма колебаний, оцениваются с помощью теста белого шума. Для сравнения: характер и механизм разрушения, реакция на сейсмические силы, сдвиг яруса, смещение яруса и межэтажный дрейф будут интенсивно изучаться, анализироваться и обсуждаться. Наконец, будет раскрыто всестороннее понимание сейсмических характеристик MPCS и CIPS, особенно реакции MPCS на землетрясение в целом.

2. Экспериментальная программа

2.1. Конструкция модели

2.1.1. Взаимосвязь подобия

В качестве рабочих параметров встряхиваемого стола и условий подъемника в лаборатории в испытании на встряхиваемом столе применялась масштабированная модель. Конструкция прототипа была разработана с соблюдением положений китайского кодекса [21]. Дизайн моделей в уменьшенном масштабе был основан на теореме Пи Бэкингема [24]. Подобные константы геометрии, напряжения и ускорения сначала были определены как 0.2, 0,2 и 1 соответственно [25]. А затем другие параметры были выведены по правилам подобия и сведены в Таблицу 1. У CIPS и MPCS были одинаковые правила подобия. Кроме того, модели были разработаны как упруго-пластические модели для наблюдения за пластическим поведением при сильных землетрясениях [26].

2.1.2. Материальный дизайн

В соответствии с масштабируемыми физическими параметрами, напряжение и модуль упругости материала модели снизились до 20% от таковых для бетона конструкции прототипа. Микробетон был принят в качестве модельного материала для ограничения крупного заполнителя. Шен и др. предложенный керамзит, порошкообразная угольная зола или пемза в качестве добавок могут снизить модуль упругости микробетона [27]. Итак, гипс смешали с микробетоном. После испытаний модельный материал представлял собой смесь цемент: мелкий заполнитель: крупный заполнитель: вода: гипс = 1: 3.64: 3,64: 0,93: 0,5 (в весовом соотношении). Предел прочности микробетона составил 8,94 МПа, а модуль упругости — 7,29 ГПа, что соответствует константе подобия 0,2 в отличие от бетона C40. Оцинкованная железная проволока была использована для замены арматуры по аналогичным правилам внутренних сил [25].

2.1.3. Плоская конструкция

Учитывая архитектурное пространство, физические размеры и плоскость соединения сборных элементов многоэтажного дома на практике, модель представляла собой двухпролетную, двухпролетную, двенадцатиэтажную конструкцию стены со сдвигом, которая была регулярной в план и высота.Масштабированные модели CIPS и MPCS имели размер 1800 мм × 1800 мм в плоскости и с постоянной высотой этажа 600 мм. Расстояние пролета составляло 1100 мм и 700 мм по направлению и 900 мм и 900 мм по направлению. Толщина поперечной стенки и соединительной балки составляла 40 мм, а толщина плиты — 30 мм. Он содержал три вида соединительных балок с разными пролетами: 500 мм, 300 мм и 160 мм соответственно. На рисунке 1 показаны модели в виде сверху.

Модель MPCS включала три типа монтируемых на месте соединений, связывающих сборные элементы, тип «L», тип «T» и тип «+», чтобы сформировать целостную часть в каждом этаже, и три вида сборных железобетонных изделий. бетонные стены со сдвигом (PCSW): PCSW-1, PCSW-2 и PCSW-3.Три соединения представляют собой внешнюю PCSW, соединенную в углу, внешнюю и внутреннюю PCSW, соединенную сбоку, и внутреннюю PCSW, соединенную внутри сборной конструкции. Более того, монолитные соединения соответствовали краевым компонентам поперечной стены модели CIPS, которые были отделены от сборного элемента на заводе, а затем выполнены из монолитного бетона после установки сборных элементов. А именно, монолитные соединения и PCSW составляли стенку сдвига CIPS.Параметры конструкции, материалы модели и программа загрузки MPCS были такими же, как и у CIPS. Однако модели были построены по-разному. Детали усиления монолитных соединений или краевых компонентов и PCSW показаны на рисунке 2.

(a) Усиление соединений CIP
(b) Усиление PCSW
(a) Усиление Соединения CIP
(б) Усиление PCSW

2.2. Детали сборного железобетона и строительства

Конструктивные меры CIPS соответствовали положениям кодекса [21].Модель CIPS была построена с использованием общей строительной техники, включая сборку арматуры, установку шаблона, заливку бетона и техническое обслуживание. Однако сборные элементы изготавливаются на заводе, транспортируются на строительную площадку, поднимаются краном и объединяются вместе с монолитным бетоном, позже формируя монолитную сборную бетонную конструкцию на практике. В этом проекте был принят компромиссный метод строительства. Модель стены из сборного железобетона, работающего на сдвиг, была изготовлена ​​в лаборатории.Подкрепления были связаны следующими способами. Верхняя выступающая планка проходила через залитую втулку для соединения следующего PCSW, а боковая зацепляла продольные арматуры в CIP-соединении и позже надевала дополнительные хомуты. Монолитный пол между верхним и нижним ПКСВ заменил сборно-монолитную бетонную композитную плиту с аналогичной жесткостью для удобства. Оставшееся соединение CIP и пол были залиты после того, как PCSW затвердел в течение 48 часов. Таким образом, соединительная балка была предварительно отлита наложенной в MPCS, а в CIPS — целостности.Материал модели — микробетонный смешанный гипс с давлением 8,94 МПа. Процедуры MPCS и CIPS показаны на рисунке 3. Они были отверждены при нормальной температуре в течение 28 дней и испытаны на вибростоле при землетрясениях.

Чтобы восполнить недостающую гравитацию и неструктурные элементы, железные блоки были использованы в качестве искусственной массы и равномерно закреплены на каждом этаже двух моделей примерно на 1,56 тонны. Общая масса каждой модели достигала 13,6 тонны, включая поперечные балки, а высота двух моделей составляла 7.56 м, что соответствует ограничению мощности системы встряхивания.

2.3. Процедура испытаний

Хорошо известно, что состояние почвы на площадке является одним из важных факторов при выборе входных сейсмических данных для испытания вибростола. Эквивалентная скорость волны резания в слое почвы и толщина верхнего слоя почвы определяют классификацию площадки. Участок грунта типа II был определен в Кодексе сейсмического проектирования зданий [21], который был условным грунтом этого проекта.По сравнению со спектрами реакции сейсмического проекта, землетрясение на холмах Суеверия (B-WSM), волна землетрясения Коджаэли (Турция) (DZC) и волна землетрясения Эль-Сентро (ELW) были выбраны в качестве наземных возбуждений и введены упомянутой последовательностью. Волны были выбраны из Тихоокеанского центра инженерных исследований землетрясений (PEER). Испытания проводились с однонаправленными и двунаправленными землетрясениями с коэффициентом PGA 1, 0,85, чтобы оценить общие сейсмические характеристики CIPS и MPCS.Программа испытаний на вибростоле включала восемь фаз, и пиковое ускорение грунта (PGA) составляло 0,035 г, 0,07 г, 0,14 г, 0,22 г, 0,40 г, 0,62 г, 0,70 г и 0,80 г в каждой фазе соответственно. PGA 0,70 г и 0,80 г были введены для наблюдения за их нелинейным поведением. После каждой фазы сосков вводился белый шум с PGA 0,035 г для определения динамических характеристик моделей.

Для мониторинга реакции на землетрясение двух моделей, 32 одноосных акселерометра, в том числе два на вибростоле, два на поперечной балке, двадцать четыре на каждом этаже в направлениях и четыре в диагональных точках в 12-м. этаж, были установлены для регистрации горизонтального ускорения.Всего на каждом этаже было установлено 12 датчиков перемещения и 12 датчиков скорости вибрации. Расположение тестовых инструментов показано на рисунке 4. На рисунке 5 показаны модели на встряхиваемом столе.

3. Характер и механизм отказов

Трещины и повреждения моделей отслеживались вместе с увеличением PGA. При PGA 0,035 г диагональные микротрещины на соединительной балке наблюдались только в основном направлении CIPS, а микротрещины MPCS были обнаружены в направлениях стенок сдвига, расположенных с 1-й по 4-ю.Когда PGA увеличился с 0,07 г до 0,22 г, трещины на CIPS расширились вдоль угла соединительной балки, и возникла новая диагональная микротрещина. В фазах существующие трещины MPCS проникли в соединительную балку, а тем временем появились новые микротрещины. Диагональные микротрещины были основным рисунком моделей на этом этапе.

На следующем этапе модели представили различные рисунки трещин. После PGA, равного 0,40 г, трещины CIPS быстро концентрировались на концах соединительных балок, например, с наибольшим отношением глубины пролета с уменьшенным сечением для пластикового шарнира и с наименьшим отношением глубины пролета с диагональными трещинами.Напротив, диагональные трещины MPCS расширялись медленно, и одновременно возникал горизонтальный разрыв между PCSW и полом CIP как особой формы. С увеличением сейсмической энергии новые трещины последовательно добавлялись по высоте моделей. Трещины CIPS были подобны диагональным трещинам, возникающим при PGA 0,035 г, а трещины MPCS были горизонтальными трещинами, возникающими в горизонтальных соединениях. Чтобы наблюдать их нелинейное поведение, PGA 0.Было введено 80 г. На этом этапе в CIPS возникли вертикальные трещины вдоль краевого компонента и групповые трещины в стене сдвига на 4-м этаже. Мы посчитали, что слабой историей CIPS была 4-я история. Горизонтальная трещина распространилась на монолитный бетон, а вертикальная трещина появилась в месте контакта сборного железобетона и монолитного соединения на 2-м и 3-м этажах MPCS. Общая структура трещин моделей показана на рисунке 6.

В целом диагональные трещины были представлены в концевых соединительных балках CIPS и MPCS.Это явление является благоприятным государством. Они обладали разными механизмами диссипации энергии под действием волн землетрясений. Связующий луч действовал как первая линия рассеивания энергии. В то время как соединительная балка образовывала пластмассовый шарнир, поперечная стенка превратилась в однослойную стенку для рассеивания энергии в качестве второй линии, предотвращающей схлопывание в CIPS. Помимо соединительной балки, относительно слабые связи между сборными элементами стали новым способом рассеивания энергии в MPCS: сначала горизонтальные трещины, а затем вертикальные трещины.Кроме того, они в некоторой степени защищали систему бокового сопротивления.

4. Анализ реакции на землетрясение

4.1. Динамические характеристики

Динамические характеристики конструкции включают собственную частоту, жесткость, коэффициент демпфирования и форму колебаний. Их можно вывести из белого шума, вводимого передаточной функцией после каждой фазы тестирования. Первая и вторая собственные частоты по направлению и направлению показаны в Таблице 2. Также жесткость может быть рассчитана с помощью частоты, и она представлена ​​на Рисунке 7 [28].Начальная частота MPCS была больше, чем CIPS, и была такой же, как и исходная жесткость. Мы предположили, что примыкающие залитые цементным раствором втулки и дополнительные хомуты в соединениях привели к явлению. Когда было введено первое землетрясение, собственная частота MPCS снизилась примерно на 20%, что могло быть вызвано усадкой и микротрещинами в соединениях в качестве начального повреждения [29]. При увеличении энергии влияние начальных повреждений не было основным фактором. А затем две модели примерно с одинаковой частотой представлены в аварийном состоянии.Кривые деградации жесткости CIPS постепенно уменьшались с увеличением PGA. В отличие от CIPS, MPCS явно снизился на первой фазе, а затем медленно уменьшился с 0,035 г до 0,14 г. Наконец, они имели схожую остаточную жесткость. Разнообразие тенденций можно понять по упомянутой схеме отказов.

Коэффициент демпфирования отражает рассеивающую способность конструкции.Как показано на рисунке 8, коэффициент демпфирования постепенно увеличивался после PGA. На первом этапе он составлял 4,2%. Затем коэффициент демпфирования медленно увеличивался до значения PGA 0,40 г, которое составляло от 4,2% до 5,0%. Средний коэффициент демпфирования для каждой фазы изменился с 4,2% до 8,2% в процессе нагружения, что относится к монолитной бетонной конструкции. Тем не менее, механизм диссипации энергии CIPS и MPCS был различным для порядка и распределения трещин.

Первая и вторая формы колебаний моделей описаны на рисунке 9.В общем, форма моды первого порядка показывала характеристики деформации изгиба, а поперечная жесткость была равномерным распределением по высоте модели. Их формы постепенно изгибались к оси. Это явление может быть вызвано модами высокого порядка. И тенденция CIPS была более очевидной для PGA 0,40 г и 0,62 г, поскольку серьезное повреждение произошло в стенке сдвига. Форма колебаний второго порядка у них была аналогичной. Причем максимальный модовый коэффициент второй формы колебаний был на позиции 4 этажа.

4.2. Реакция на ускорение

Отношение измеренного ускорения к соответствующему входному пиковому ускорению грунта называется коэффициентом усиления ускорения. Он отражает динамический отклик конструкции при землетрясении. Коэффициенты усиления ускорения по высоте моделей описаны на Рисунке 10 (а) для движений грунта B-WSM, DZC и ELW для различных сейсмических уровней. Очевидно, что эта из двух моделей постепенно увеличивалась по высоте на каждом этапе тестирования.При увеличении веса PGA с 0,07 г до 0,62 г, вся тенденция его развития постепенно уменьшалась, что подразумевает прогрессирующую деградацию жесткости конструкции. На каждой фазе испытаний модели представляли разные динамические реакции при различных землетрясениях. В эластичной стадии с PGA 0,07 г и 0,14 г CIPS имел больший отклик на B-WSM и ELW, чем на DZC. MPCS имел единообразную реакцию на три возбуждения. Волны землетрясений с различными характеристиками частотного спектра могут привести к этому явлению.Наибольший ответ CIPS наблюдался при ELW с PGA 0,22 г, а ответ MPCS наблюдался в B-WSM с PGA 0,40 г. Различия двух моделей о факторах усиления ускорения могут быть вызваны связями между сборными элементами. Коэффициенты CIPS и MPCS снизились с 5,46 до 3,19 и с 5,23 до 3,08 на заключительном этапе тестирования, соответственно. Как показано на рисунке 10 (b), распределение было более равномерным на этапах испытаний с PGA от 0,035 г до 0.14 г. Когда две модели были подвергнуты серьезным повреждениям, влияние мод колебаний высокого порядка постепенно увеличивалось, и коэффициенты усиления ускорения в некоторых точках измерения больше не соответствовали распределению [30].

(a) Коэффициенты усиления ускорения изменялись на фазах испытаний CIPS и MPCS
(b) Факторы усиления ускорения волны B-WSM по высоте двух моделей
(a) Коэффициенты усиления ускорения изменялись вдоль фазы тестирования CIPS и MPCS
(б) Коэффициенты усиления ускорения волны B-WSM по высоте двух моделей

4.3. Землетрясение

Характеристика распределения сейсмической силы в конструкции является очень важным ориентиром для асейсмического проектирования и применения MPCS и CIPS. Максимальная сейсмическая сила этажа определяется следующим образом: где — максимальная сейсмическая сила; — сосредоточенная масса этажа; — реакция ускорения этажа относительно земли в момент, и — ускорение земли во время.

Согласно (1), максимальные сейсмические силы CIPS и MPCS представлены и сравнены на рисунке 11.Как показано на Рисунке 11 (a), их результаты были представлены в линейном режиме после увеличения волн землетрясений с PGA от 0,035 g до 0,14 g. Изгибы постепенно увеличивались по высоте моделей. Они могут отражать реальное распределение сейсмических сил в некоторой степени структуры на упругой стадии, и в это время можно игнорировать моды высокого порядка. А затем трещины постепенно расширялись по-разному в двух моделях, и влияние мод высокого порядка сработало.Модели вошли в пластическую стадию с явной нелинейностью. Максимальные сейсмические силы CIPS возникли в середине модели, например, 5-я, 6-я и 8-я. Те из MPCS были на 4-м, 5-м и 8-м местах. В пластической стадии с ПГА от 0,22 г до 0,62 г распределение сейсмических сил изменилось для мод высокого порядка. ( 1), и они проиллюстрированы по высоте моделей на рисунке 11 (b).Сила межэтажного сдвига постепенно увеличивалась с помощью PGA и уменьшалась по высоте модельной конструкции. В упругой стадии распределение межэтажного сдвига CIPS и MPCS показало аналогичные правила, как перевернутый треугольник. На пластической стадии тренд вибрации был обусловлен модами высокого порядка, и межъярусная поперечная сила не строго соответствовала схеме распределения.

4.4. Отклик на смещение

Максимальные смещения по этажам CIPS и MPCS по высоте модели, полученные из B-WSM, DZC и ELW с PGA от 0.035 г — 0,62 г сравниваются и изображены на Фигуре 12 (а). Так как конструкция стенок сдвига является эффективной боковой системой сопротивления [1], максимальные смещения моделей по этажам были небольшими на 12-м этаже, расположенные от 1,13 мм до 7,56 мм CIPS и от 1,06 мм до 6,99 мм MPCS в упругой стадии. Этап содержал PGA от 0,035 г до 0,14 г. С увеличением интенсивности землетрясений две модели продемонстрировали различные явления разрушения, описанные в предыдущем абзаце. Концентрированное повреждение стены сдвига 4-го этажа CIPS вызвало большее смещение, чем у MPCS.Большее смещение сформировало больший угол кручения пола, а затем привело к гораздо большему смещению в верхней структуре CIPS. А максимальный деструктивный дрейф сюжета был на 4-м этаже. Между тем, обе модели показали явно нелинейное поведение с PGA 0,40 г и 0,62 г. Форма их максимальных смещений по этажу была аналогична форме первой моды. Максимальные смещения по этажам составляли 48,67 мм в CIPS и 41,98 мм в MPCS.

(a) Максимальные смещения этажей CIPS и MPCS
(b) Коэффициент смещения историй CIPS и MPCS
(a) Максимальные смещения этажей CIPS и MPCS
(b) Коэффициент сноса историй CIPS и MPCS

. Максимальные отношения межэтажного дрейфа были рассчитаны и представлены на Рисунке 12 (b).Максимальное значение смещения этажа CIPS составляло 1/1005 на 5-м этаже под волной землетрясения DZC с PGA 0,70 g, а значение MPCS составляло 1/1020 на 5-м этаже под той же волной. Они соответствовали положению о максимальном сдвиге этажа в упругой ступени в зоне 8-градусной сейсмической фортификации в коде GB 50011-2010 [21]. На стадии от PGA 0,035 г до 0,14 г дрейф сюжета постепенно увеличивался. Нормы сейсмического проектирования требуют предельного значения коэффициента пластического межэтажного дрейфа, чтобы предотвратить обрушение.Мы проверили дрейф сюжета под PGA 0,40 г. Значения CIPS и MPCS составляли 1/121 и 1/127, что соответствовало предельному значению при воздействии редких землетрясений в 8-градусных сейсмических регионах. При возбуждении ПГА 0,62 г значения превышали предельное значение при воздействии редких землетрясений в 9-градусных сейсмических регионах. Затем были введены более интенсивные волны землетрясений с PGA 0,80 g; модели показали лучшее сейсмическое поведение без обрушения.

5. Заключение

Сравнительное сейсмическое исследование между CIPS и MPCS было проведено с помощью теста встряхивающего стола, который содержал 12-этажную модель CIPS в масштабе 1/5 и модель MPCS.Экспериментальные результаты динамических характеристик, характера и механизма отказов, а также сейсмического отклика моделей обсуждались и сравнивались друг с другом, чтобы лучше понять их сейсмическое поведение. На основе интенсивного анализа результатов испытаний были сделаны следующие выводы: (1) Типичным характером отказов CIPS была концентрация повреждений в соединительных балках вначале, а затем трещины, возникшие в стенке сдвига в пластической стадии. Однако, помимо концентрированного повреждения в соединительной балке, соединения между сборным элементом и полом CIP были слабым местом, и вертикальная трещина возникла после горизонтальной трещины в пластической стадии.Сборный элемент с высоким качеством не показал трещин в испытании. (2) Начальная собственная частота, поскольку начальная жесткость MPCS ухудшилась более явно, чем CIPS для мелких трещин в соединениях. Коэффициент демпфирования у них имел аналогичный параметр, но способ рассеивания энергии у них был разным. И у них были похожие формы колебаний. (3) Их коэффициенты усиления ускорения увеличивались по высоте моделей и постепенно уменьшались с увеличением PGA. Тем не менее, они по-разному реагировали на разные волны землетрясения.Максимальный коэффициент усиления ускорения CIPS составил 5,46 под ELW с PGA 0,22 г, а MPCS — 5,23 под B-WSM с PGA 0,40 г. (4) Распределение сейсмических сил в них линейно увеличивалось по высоте модели, а затем представили нелинейность для влияния мод высокого порядка. Распределение межэтажного сдвига CIPS и MPCS показало аналогичные правила, как перевернутый треугольник в упругой стадии. (5) Максимальные смещения этажа из них были почти равны в упругой стадии.Однако максимальное смещение этажа CIPS было больше, чем у MPCS на стадии пластика, что было вызвано концентрированным отказом на 4-м этаже CIPS. Максимальное межъярусное расстояние под сейсмическими волнами с PGA 0,07 г и 0,40 г соответствовало положениям китайского кодекса. При более интенсивной волне землетрясения PGA силой 0,80 г обе модели обладали достаточной способностью противостоять обрушению.

Конфликт интересов

Авторы заявляют об отсутствии конфликта интересов.

Выражение признательности

Это исследование было поддержано как инновационной группой Сианьского университета архитектуры и технологий, так и инновационным проектом координации науки и технологий провинции Шэньси (номера 2015KTZDSF03-05-01, 2015KTZDSF03-04 и 2014SZS04-Z01) . Также выражается признательность за поддержку Национального фонда естественных наук Китая (гранты № 51408456, 51578444 и 51478381) и Министерства образования по развитию группы ученых и инноваций (№ IRT13089).

Методика проектирования железобетонной тавровой балки с примером

🕑 Время чтения: 1 минута

Тавровые балки образуются при монолитном отливке железобетонных перекрытий, крыш и настилов с помощью поддерживающих балок. Как правило, опалубки устанавливаются для днища и боковых сторон балок и перекрытия перекрытий. Загнутые кверху стержни и хомуты балки выдвигаются вверх в плиту. После этого отливаются сразу все элементы, от самой нижней точки балки до верха плиты.

Часть плиты вокруг балки, называемая фланцем, будет работать с балкой и противостоять силе продольного сжатия. Внутренние балки имеют фланцы с обеих сторон и называются Т-образными балками, а краевые балки имеют фланцы с одной стороны и называются L-образными балками. Часть балки, проходящая ниже плиты, называется стержнем или стенкой.

Конструкция железобетонных тавровых балок аналогична конструкции прямоугольной железобетонной балки, за исключением полок, которые необходимо учитывать в балках первого типа.

Эффективная ширина фланца

Для начала процесса проектирования необходимо определить эффективную ширину полки (b _e ) тавровой балки. На Рисунке 1 фланец изолированной Т-образной балки немного шире, чем шток Т-образной балки, и весь фланец эффективно противостоит сжатию.

Рисунок 1: Эффективная ширина полки изолированной тавровой балки

Однако на Рисунке 2 ширина фланца велика; следовательно, части фланцев, расположенные на расстоянии от штока, не принимают на себя полную долю сопротивления сжатию, и напряжения продолжают изменяться.

Рисунок 2: Эффективная ширина полки внутренней тавровой балки

Изменение напряжений приводит к утомительным вычислениям; поэтому равномерное распределение напряжений рассматривается на меньшей ширине рабочего фланца, см. Рисунок-3.

Рисунок 3: Теоретическое распределение напряжений и упрощенное или прямоугольное распределение напряжений по ширине полки тавровой балки

Согласно ACI 318-19, эффективная ширина полки тавровой балки может быть найдена следующим образом:

1.Изолированные балки

Для изолированных балок, в которых фланец используется только для обеспечения дополнительной зоны сжатия, фланец должен иметь толщину не менее 1 / 2b _w, и эффективную ширину не менее 4b _w .

Рисунок 4: Геометрия изолированной тавровой балки

2. Балка тавровая внутренняя

Согласно 318-19 эффективная ширина полки внутренней тавровой балки не должна превышать наименьшее из:

1- Одна четвертая длины пролета балки, L / 4.
2- Ширина стенки плюс 16-кратная толщина плиты, b _w + 16h _f .
3- Расстояние между центрами балок.

Рисунок 5: Эффективная ширина полки внутренней тавровой балки

3. Краевая балка (L-образная)

Согласно 318-19 эффективная ширина полки краевой балки не должна превышать наименьшее из:

1- Эффективная ширина фланца (b _e ), равная или меньше (b _w + (чистый диапазон / 4))

2- Эффективная ширина фланца (b _e ) не более (b _w + (6h _f )

3- Эффективная ширина полки (b _e ), равная или меньшая (b _w + половина свободного расстояния до следующей чистой перемычки)

Рисунок 6: Эффективная ширина полки L-образной балки

Тавровая балка и прямоугольная балка

Если Т-образная железобетонная балка подвергается воздействию отрицательных моментов на опорах, балка проектируется как прямоугольное сечение, поскольку не учитывается растянутый бетон.Ширина прямоугольного сечения равна ширине ствола (стенки), см. Рисунок-7.

Рисунок 7: Т-образная балка подвергается отрицательному моменту

Однако, когда на тавровую балку действует положительный момент, фланец находится в зоне сжатия, поэтому балка должна быть спроектирована как тавровая балка, см. Рисунок-8.

Рисунок 8: Т-образная балка подвергается положительному моменту

Проект балки железобетонной тавровой

Расчет балки с Т-образным сечением включает расчет размеров (be, h _f , h и b _w ) балки и требуемой площади армирования (As).Толщина полки (h _f ) и ширина (b _e ) обычно устанавливаются при проектировании плиты.

На размер стенки или стержня балки влияют те же факторы, которые влияют на размер прямоугольной балки. В случае неразрезной тавровой балки сжимающие напряжения бетона наиболее критичны в областях с отрицательным моментом, где зона сжатия находится в стержне (стенке) балки.

Распределение напряжений в тавровой балке показано на рисунке 9:

.

Рисунок 9: Распределение напряжений в тавровой балке

Процедура проектирования

1. Рассчитайте приложенный момент (M _и ), используя пролет балки и приложенные нагрузки.

2. Определите эффективную ширину фланца (b _e )

3. Выберите размеры стенки (b _w ) и (h) на основании требований к отрицательному изгибу на опорах или требований к сдвигу.

4. Предположим, что a = h _f , затем вычислим (As), используя следующее выражение:

5. Проверьте предполагаемое значение (a):

В уравнении 2 подставьте значение (b _e ), найденное на шаге 2.

Если a

Если a> hf, спроектируйте балку Т-образным сечением и переходите к этапу 6.

6. Вычислите площадь армирования, необходимую для уравновешивания момента фланца, используя уравнение 3, а затем момент фланца, используя уравнение 4:

7. Рассчитать момент в сети:

8. Предположите, что глубина прямоугольного блока напряжений (например, a = 100 мм), затем оцените величину площади армирования (A _sw ), необходимую для уравновешивания момента стенки:

Значение (d) должно быть вычислено по следующей формуле:

d = высота балки — бетонное покрытие — диаметр хомута — 0.5 * диаметр продольной стали Уравнение 7

Затем проверьте предполагаемую глубину прямоугольного напряженного блока (a), используя (A _sw ):

Используйте новый (a) и вставьте его в уравнение 6, затем вычислите новое (A _sw ). Повторяйте этот процесс до достижения правильного значения (A _sw ). Обычно достаточно трех попыток.

9. Вычислить сумму As, равную (A _sf + A _sw ), затем определить количество армирования:

№Кол-во стержней = As / площадь отдельного стержня Уравнение 9

10. Набросайте окончательный эскиз, на котором представлены все необходимые данные.

Где:

Пример:

Система перекрытий, показанная на Рисунке 10, состоит из бетонной плиты толщиной 75 мм, поддерживаемой бетонными Т-образными балками с пролетом 7,5 м и центрами 1,2 м. Размеры перемычки, которые определяются требованиями к отрицательным моментам на опорах, составляют b _w = 275 мм и d = 500 мм. Какова площадь растянутой стали в середине пролета, чтобы выдержать факторный момент 725 кН.м? Свойства материала: fc ‘= 21 МПа и fy = 420 МПа.

Рисунок 10: Пример тавровой балки

Решение:

1. Прилагаемый момент предусмотрен, Mu = 725 кН.м

2. Найдите эффективную ширину фланца (b _e ), которая является наименьшей из следующих величин:

• Пролет / 4 = 7500/4 = 1875 мм
• b _w + 16h _f = 275 + 16 * 75 = 1475 мм
• Расстояние между центрами балок = 1200 мм

Следовательно , эффективная ширина фланца равна 1200 мм.

3. Приведены размеры полотна.

4. Предположим, что a = h _f = 75 мм, и предположим, что коэффициент уменьшения прочности равен 0,9.

As = (725 * 10 ⁶ ) / (0,9 * 420 (500-0,5 * 75) = 4147,004 мм ²

5. Проверьте предполагаемое значение (a), используйте (As), вычисленное на шаге 4:

a = (4147,004 * 420) / (0,85 * 21 * 1200) = 81,31 мм

Так как a = 81,31 мм> hf = 75 мм, балка должна иметь Т-образное сечение.

6. Вычислить (A _SF ) и момент фланца:

A _SF = (0,85 * 21 * (1200-275) * 1200) / 420 = 2946,23 мм ²

фи * M _nf = 2946,23 * 420 * (500-0,5 * 75) * 10 ^-6 = 572,23 кН.м

7. Рассчитать момент в сети:

фи * M _nw = 725-572,23 = 209,54 кН.м

8. Оцените площадь армирования (A _sw ), предположив, что a = 100 мм и phi = 0.9

A _sw = (209,54 * 10 ⁶ ) / (0,9 * 420 * (500-0,5 * 100) = 1231,86 мм ²

проверьте (a) используя вышеуказанное (A _sw ),

a = (1231,86 * 420) / (0,85 * 21 * 275) = 105,4 мм

Найдите новый (A _sw ) используйте a = 105,4 мм

A _sw = (209,54 * 10 ⁶ ) / (0,9 * 420 * (500-0,5 * 105,4) = 1239,29 мм ²

Поскольку новый A _sw очень близок к предыдущему, дальнейшие испытания не требуются.

A _sw = 1239,29 мм ²

9. Вычислить общую сумму As, равную (A _sf + A _sw ):

As = A _SF + A _sw = 2946,23 + 1239,29 = 4180,29 мм ²

Следует проверить предполагаемый коэффициент снижения прочности:

Выбор одного стального стержня приводит к тому, что площадь армирования значительно превышает общую площадь. Следовательно, нет. 32 и нет.Выбирается 29 стальных стержней, чтобы получить площадь армирования, максимально приближенную к требуемой площади армирования.

Имеется три стержня диаметром 32 мм, и соответствующая площадь армирования составляет 2457 мм ²

Имеется три стержня диаметром 29 мм, и соответствующая площадь армирования составляет 1935 мм ²

Общая площадь армирования равна 4349 мм ² ; это и есть ответ на вопрос.

Итак, стальные стержни укладываются в два слоя, расстояние между двумя слоями составляет 25 мм.

Проверить коэффициент снижения прочности:

Так как прочность бетона на сжатие меньше 30 МПа, то B ₁ = 0,85

глубина нейтральной оси (c) = a / B ₁ = 105,4 / 0,85 = 124 мм

dt: расстояние от сжатой поверхности балки до центра нижнего слоя стальных стержней:

c / dt = 124/525 = 0.236 <0,375. Следовательно, предположение верное.

Для получения более подробной информации о расчете коэффициента снижения прочности нажмите здесь

Часто задаваемые вопросы

Что такое Т-балка железобетонная?

Как правило, система перекрытия из железобетона состоит из балок и плиты, которые построены монолитно. В результате части плиты вокруг верхней части балки работают вместе, неся нагрузки. Фактически, балки имеют дополнительную ширину в верхней части, которая называется полками.Балка называется Т-образной.

Какова эффективная ширина полки в железобетонной тавровой балке?

Эффективная ширина полки складывается из стенки балки плюс ширина полки с каждой стороны балки. Распределение напряжений по ширине эффективной ширины полки равномерное.

Какая эффективная глубина железобетонной балки?

Эффективная глубина равна расстоянию от волокна с крайним сжатием балки до центра тяжести стальных стержней, встроенных в балку.

Подробнее

Расчет прямоугольной железобетонной балки

Основы проектирования балок

.