Автор: Добромыслов А.Н.
Теги: строительные конструкции проектирование ошибки проектирования
ISBN: 978-5-93093-470-0
Год: 2007
Текст
A.IL ДолаьмыЁПОв
ОШ ИБН
ПРОЕКТИРОВАНИЯ
СТРОИТЕЛЬНЫХ
ЩНСТРИКЦИИ
Рецензенты:
профессор кафедры железобетонных и каменных конструкций
Московского государственного строительного университета,
кандидат технических наук А.И. Бедов',
заведующий сектором конструкций института «ЦНИИпромзданий»,
кандидат технических наук В.Н. Ягодкин.
Добромыслов А.Н.
Ошибки проектирования строительных конструкций: Научное издание.
- М.: Издательство Ассоциации строительных вузов, 2007. - 184 с.
ISBN 978-5-93093-470-0
В книге рассмотрены мало освещённые в литературе вопросы возник-
новения ошибок при проектировании строительных конструкций и их по-
следствия.
Приведены наиболее часто встречающиеся ошибки при проектирова-
нии железобетонных, стальных, деревянных и каменных конструкций, ос-
нований и фундаментов.
Проанализированы аварии зданий и различных инженерных сооруже-
ний, вызванные ошибками проектирования. Отдельно рассмотрены ошибки
при проектировании зданий и сооружений в сейсмических районах.
Дана методика экспертной оценки проектов строительных конструк-
ций сооружений на предрасположенность к аварии.
Книга рассчитана на инженеров-проектировщиков и студентов строи-
тельных вузов.
ISBN 978-5-93093-470-0
Научное издание
© Добромыслов А.Н., 2007
© Издательство АСВ, 2007
Андрей Николаевич Добромыслов
ОШИБКИ ПРОЕКТИРОВАНИЯ СТРОИТЕЛЬНЫХ КОНСТРУКЦИЙ
Редактор: О.А. Таранова
Компьютерная верстка: Т.А. Кузьмина
Дизайн обложки: Н.С. Кузнецова
Лицензия ЛР № 0716188 от 01.04.98. Сдано в набор 17.09.06
Подписано к печати 20.01.07. Формат 60x90/16.
Бумага офс. Гарнитура Таймс. Печать офсетная.
Усл.-печ. л. 11,5. Тираж 1000 экз. Заказ № 1349.
Издательство Ассоциации строительных вузов (АСВ)
129337, Москва, Ярославское шоссе, 26, отдел реализации - оф. 511
тел., факс: (495)183-56-83, e-mail: iasv@mgsu.ru. http://www.iasv.ru/
Отпечатано в полном соответствии с качеством
предоставленных диапозитивов в ОАО «Дом печати — ВЯТКА».
610033, г. Киров, ул. Московская, 122
Оглавление
ПРЕДИСЛОВИЕ..............................................4
1. ПРИЧИНЫ ОШИБОК ПРОЕКТИРОВАНИЯ......................5
1.1. Основные причины ошибок........................5
1.2. Краткий исторический обзор.....................9
1.3. Основные понятия о надёжности .................17
1.4. Анализ аварий..................................21
1.5. Исходные данные для проектирования.............24
1.6. Выбор типа конструкции.........................25
1.7. Расчётная схема................................29
1.8. Необходимая точность расчёта строительных конструкций.. 37
1.9. Исследование надёжности конструктивных систем
сооружений..........................................41
1.10. Экспертная оценка надёжности..................54
2. ОШИБКИ ПРИ ПРОЕКТИРОВАНИИ СТРОИТЕЛЬНЫХ
КОНСТРУКЦИЙ...........................................63
2.1. Общие ошибки...................................63
2.2. Основания и фундаменты.........................70
2.3. Железобетонные конструкции.....................79
2.4. Стальные конструкции...........................84
2.5. Деревянные конструкции.........................90
2.6. Каменные конструкции...........................97
3. АВАРИИ, ВЫЗВАННЫЕ ОШИБКАМИ ПРОЕКТИРОВАНИЯ... 109
3.1. Жилые и общественные здания....................109
3.2. Производственные здания........................120
3.3. Инженерные сооружения..........................126
3.3.1. Подпорные стены........................126
3.3.2. Железобетонные резервуары и ёмкости....130
3.3.3. Стальные резервуары....................134
3.3.4. Силосы и бункеры.......................141
3.3.5. Конвейерные галереи....................147
3.3.6. Опоры и эстакады технологических
трубопроводов.................................150
4. РАЗРУШЕНИЯ ПРИ ЗЕМЛЕТРЯСЕНИЯХ......................153
ПРИЛОЖЕНИЕ 1. Перечень зарегистрированных аварий
зданий на территории Российской Федерации
в 1998 г. по данным Госстроя России.....................167
ПРИЛОЖЕНИЕ 2. Уровень ответственности сооружений.........173
ПРИЛОЖЕНИЕ 3. Категории сложности
инженерно-геологических условий..........................175
ПРИЛОЖЕНИЕ 4. Характер действия источников природных
опасных ситуаций.........................................178
ЛИТЕРАТУРА...............................................181
3
ПРЕДИСЛОВИЕ
В настоящее время в России наблюдается увеличение масштаба нового
строительства и реконструкции существующих зданий и инженерных со-
оружений. Возводятся уникальные строительные объекты.
В связи с распадом крупных строительных проектных и научно-
исследовательских институтов проектирование строительных объектов час-
то осуществляют мелкие проектные организации, не имеющие достаточно-
го опыта и высококвалифицированных специалистов, что способствует при
проектировании возникновению неудачных конструктивных решений и
ошибок. При проектировании новых конструктивных систем высотных
зданий, большепролётных конструкций, новых типов инженерных соору-
жений имеется опасность возникновения ошибок вследствие отсутствия
проверенных на практике их конструктивных решений.
Инженерам, осуществляющим проектирование, необходимо знать не
только лучшие конструктивные решения, которые следует принимать в
процессе работы, но также те ошибки, которых следует избегать. Каждая
ошибка несёт в себе элементы обучения, иногда достигнутого дорогой це-
ной. Поэтому изучение повреждений и аварий и их причин особенно полез-
но для молодых инженеров и студентов.
Как известно, надёжность и безаварийность зданий и инженерных со-
оружений обеспечивается качеством проекта, изготовления и эксплуатации
его строительных конструкций. Ошибки, допущенные при проектировании,
изготовлении и эксплуатации строительных конструкций, могут привести к
аварии.
Что касается исследования ошибок при проектирования строительных
конструкций, то они не нашли должного освещения в отечественной и за-
рубежной литературе.
Всё это послужило поводом к написанию монографии, освещающей
данную проблему.
В основу настоящей книги положены исследования автора по анализу
ошибок, возникающих при проектировании строительных конструкций,
выявленных им при натурных обследованиях строительных объектов, а
также данных крупных аварий, заимствованных из отечественных и зару-
бежных литературных источников.
Материал книги разделён на три основных раздела: изучение причин
возникновения ошибок на различных этапах проектирования строительных
конструкций сооружения; виды ошибок, допускаемых при проектировании
различных строительных конструкций; аварии строительных объектов, вы-
званные ошибками проектирования, в том числе и при землетрясениях.
Автор надеется, что материал, изложенный в книге, послужит в даль-
нейшем делу обобщения ошибок в области проектирования строительных
конструкций, что будет способствовать повышению надёжности и качества
строительства в нашей стране.
4
1. ПРИЧИНЫ ОШИБОК ПРОЕКТИРОВАНИЯ
1.1. Основные причины ошибок
История развития техники показывает, что при разработке проектов
часто возникают по тем или иным причинам ошибки.
Иногда допущенные ошибки приводят к драматическим авариям или
катастрофам, большим материальным потерям от неэффективного проект-
ного решения. Возникновение ошибок при проектировании не исключено и
в будущем.
Современному проектировщику кажется простой и ясной существую-
щая методика проектирования и считается, что при этом возможность оши-
бок минимальная. Однако, в действительности можно совершить ошибку в
самых фундаментальных аспектах процесса проектирования, который явля-
ется достаточно сложным.
Любая теория имеет ограниченную область применения, а границы
этой области не исследованы. Последующее историческое развитие и со-
поставление применяемых теорий с практикой приводит к их. уточнению
или ограничению областей применения, а нередко и к полному их пере-
смотру.
При разработке проектов инженерам приходится сталкиваться с раз-
личными видами неопределённостей, которые характеризуются либо не-
полнотой или неточностью информации, либо возможностью отклонения
исходных данных. Повышение уровня знаний и улучшение осведомлённо-
сти приводит к уменьшению неопределённости.
К сожалению, до сих пор исследованию причин возникновения ошибок
и их последствий посвящено незначительное количество работ.
В ходе исторического развития деятельность людей сопровождалась
ошибками как в области техники, так и других областях: политики, эконо-
мики, военном деле, медицине и т. п.
Чем объёмнее ставились задачи проекта, тем больше возникало оши-
бок при его реализации, а также всегда имелась опасность возникновения
катастрофических ошибок, сводящих на нет замысел проекта.
При реализации проекта следует всегда стремиться к избежанию ката-
строфических ошибок и минимизировать общее количество ошибок.
Возникающие ошибки при проектировании можно разделить на две
группы: ошибки природного характера и ошибки человека, связанные с
человеческим фактором.
Ошибки природного характера вызваны форс-мажорными обстоятель-
ствами: войны, стихийные бедствия, глобальные природные и техногенные
катастрофы. Эти ошибки связаны с отсутствием или невозможностью по-
нимания сложных природных явлений и процессов во вселенной и её био-
логическом развитии. Ошибки природного характера как правило не под-
даются анализу и предотвращению.
5
Ошибки человека связаны с природой мышления в ходе историческо-
го развития. Они вызваны недостаточным пониманием законов природы,
отсутствием достаточных статистических данных для принятия решения
ошибками, вызванными человеческим фактором. Эти ошибки поддаются
анализу и предотвращению.
Анализ ошибочных решений деятельности человека, основанный нг
историческом опыте, позволяет сформулировать общие причины возникно-
вения ошибок и путей их предотвращения.
Ошибки человека бывают обусловлены следующими причинами:
- недостаточной информацией;
- отсутствием широкого кругозора или его односторонним подходом
при решении задач, что часто связано с предыдущей деятельностью
исполнителя;
- недостаточным опытом исполнителя в данной области;
- переоценкой, как правило, в лучшую сторону, своей деятельности
Отсутствием проработок при пессимистическом развитии событий;
- отсутствием альтернативных методик и критических замечаний
оппонентов;
- плохой организацией трудового процесса;
- неудовлетворительным производственным климатом: недостаток
времени и средств, плохие взаимоотношения в коллективе.
Уменьшению количества ошибок может способствовать осуществле-
ние следующих мероприятий:
- наличие полной информации и статистических исследований в пред-
полагаемой области деятельности;
- хорошая организация трудового процесса с использованием научно!
организации труда;
- совершенствование профессионализма и соответствующий подбор
опытных кадров исполнителей. Личная ответственное it исполните-
лей;
- организация свободных дискуссий в данной области деятельности;
- учёт возможности негативного развития событий и разработок при
этом запасного варианта;
- стабильность деятельности (постепенность принятия решений. Пере-
ход об простого к сложному. Отсутствие спешки при принятии
сложных и принципиальных решений, а также в случае неясной си-
туации);
- создание резервов запаса на непредвиденные ситуации.
Правильность принимаемого решения обычно характеризуется близ-
ким совпадением результатов по различным и часто противоположным ме-
тодикам осуществления проекта и положительными результатами уже
обычно через год с начала реализации проекта (положительный результаз
от реализации проекта, проявляющийся спустя некоторый срок после его
осуществления, связан с инерционностью процесса).
6
Приведём примеры для иллюстрации вышеизложенного из области
строительства.
В 1994 году одна строительная фирма на окраине Москвы решила по-
строить котеджный посёлок. При реализации данного проекта намечалось
получить значительную прибыль. Для этой цели был приобретён участок
застройки, разработан проект строительства, с американской фирмой был
заключен контракт на поставку сборных домов. Часть домов по проекту
уже была построена, когда выяснилось, что для подвода коммуникаций:
газа, водопровода, канализации, электричества требуются значительные
капитальные вложения, которые не были учтены в первоначальном проек-
те. В результате допущенной ошибки при проектировании строительная
фирма разорилась. Причиной ошибки проекта явилась недостаточная эко-
номическая проработка проекта и отсутствие информации об условиях под-
ключения к существующим сетям.
В 1960-х годах в скандинавских странах был широко разрекламирован
новый строительный материал для строительства стен зданий. Как показало
предварительное исследование, материал имел малую теплопроводность и
малый вес, был технологичен в изготовлении, достаточно дешёв, легко об-
рабатывался ручным инструментом, т.е. являлся идеальным материалом для
малоэтажного строительства. Внедрение этого материала осуществляла
фирма, которая разрабатывала проекты и осуществляла строительство. Из
этого материала было построено значительное количество домов, когда
выяснилось, что после нескольких лет эксплуатации стены из данного ма-
териала стали разрушаться. Первоначально фирма-строитель осуществляла
ремонт поврежденных домов за свой счёт, но в конечном итоге она разори-
лась. Причиной ошибки явилось несоответствие расчётных предпосылок
принятых при проектировании, действительным в частности долговечности
материала.
При строительстве в СССР завода Атоммаш проектировщики под дав-
лением партийного руководства страны приняли неблагоприятную для
строительства площадку с просадочными грунтами в г. Волгодонске. Хотя
были предприняты меры по предотвращению просадок грунтов от их ув-
лажнения, однако после постройки завода в конструкциях зданий возникли
недопустимые деформации от неравномерных осадок фундаментов, в ре-
зультате чего эксплуатация завода стала невозможной. В данном случае
проектировщики приняли ошибочное решение о строительстве ответствен-
ного и дорогостоящего объекта на площадке с грунтами, при котором име-
лась большая вероятность их просадок от увлажнения при эксплуатации.
Ошибкам часто способствует применяемая в настоящее время методи-
ка проектирования.
Проектирование часто осуществляется в узком кругу проектировщиков
и не обсуждается в широком кругу специалистов и независимыми экспер-
тами1’.
7
Проектировщик часто копирует проектные решения, выполненные ра-
нее, не учитывая влияния отличительных особенностей сооружения от ана-
лога.
Применяемое в настоящее время автоматизированное проектирование
с использованием компьютеров не позволяет проектировщику, особенно
начинающему, оценить правильность полученных результатов и создаёт
иллюзию отсутствия ошибок.
В процессе проектирования недостаточно учитывается опыт предыду-
щих ошибок вследствие отсутствия информации об их причинах и послед-
ствиях, подробных публикаций об имевших место авариях. Отсутствует
методика по выявлению ошибок.
История проектирования строительных конструкций сооружений пол-
на примеров аварий, которые позволили выявить ошибки допускаемые при
проектировании, и анализ которых позволил бы осуществлять в дальней-
шем успешное проектирование.
Как показывает анализ аварий, грубые ошибки, допущенные при про-
ектировании и строительстве, обычно проявляются в течении 1 года с нача-
ла эксплуатации.
Однако аварии, происшедшие после значительного срока эксплуата-
ции, также могут быть вызваны ошибками при проектировании, так как
имеющийся порок в проекте нередко был замаскирован имеющимися запа-
сами прочности в конструкциях и проявился впоследствии в результате
ослабления конструкций со временем.
Ошибки в технике принято разделять на случайные и систематические.
Случайные ошибки возникают, главным образом, из-за ошибок человека,
связанных с его физиологическими особенностями, его квалификацией,
«климатом» во время работы и представляют собой различного рода упу-
щения и механические ошибки. Как мы увидим далее, отказы конструкций,
вызванные случайными ошибками, превышают отказы от систематических
11 Здесь следует упомянуть, что принятая ранее в СССР методика проектирования в
строительстве (в отличие от качества строительства) отвечала требованиям надёжности н со-
ответствовала мировому уровню развитых стран. В частности большинство сооружений осу-
ществлялась с использованием типовых проектов и типовых конструкций массового примене-
ния. При разработке типовых конструкций была принята многостадийная система проектиро-
вания. После разработки проекта конструкции и получения положительных рецензий ведущих
сторонних организаций проводилась её экспериментальная проверка, по результатам которой
уточнялось принятое конструктивное решение. На следующем этапе осуществлялось внедре-
ние разработанных конструкций в экспериментальном проектировании реального объекта, где
отрабатывалась технология изготовления и строительства. После удовлетворительного резуль-
тата строительства и доработки проекта по результатам экспериментального строительства,
конструкции рекомендовались к применению для массового строительства. Указанная мето-
дика проектирования позволяла избежать грубых ошибок и создавать наиболее рациональные
конструкции.
В настоящее время при проектировании внедряются международные стандарты
ИСО 9001-96, ИСО 9000-4-93, ИСО 9001-2001 по обеспечению качества и надёжности t
строительстве.
8
ошибок и составляют по нашим наблюдениям около 90% от всех ошибок.
Без учёта случайных ошибок оценка надёжности сооружений представляет-
ся сильно заниженной.
Для предварительной оценки величин случайных ошибок, обусловлен-
ных человеческой деятельностью, можно использовать данные анализа этих
ошибок из других областей техники [102]. Например, простые арифметиче-
ские ошибки при проведении самопроверки, но без выполнения повторных
вычислений имеют вероятность 3.10'2 . Ошибка типа упущения, когда упу-
щенный пункт инструкции является элементом процедуры, имеет вероят-
ность 3. 10’3.
Эффективным средством по исключению случайных ошибок является
разработанная система квалифицированного контроля.
Систематические ошибки при проектировании возникают от незнания
или неправильного понимания физических явлений, работы конструкций,
несоответствия принятой методики расчёта действительной работе конст-
рукций, а также недоработки норм на проектирование.
Вероятность появления систематических ошибок зависит от выбора
принципиальной конструктивной схемы сооружения. Более сложные кон-
структивные схемы сооружения, а также применение новых конструкций и
значительное отличие нового проекта от аналога вероятность ошибок зна-
чительно увеличивают.
Систематические ошибки выявляются экспертными и эксперименталь-
ными исследованиями, натурными обследованиями сооружений. Для по-
вышения надёжности каждая сложная строительная система сооружения
должна быть проанализирована экспертом на подверженность отказу, при
этом следует предполагать, что авария может произойти. Такое исследова-
ние поможет выявить слабые стороны проекта. Большая вероятность отказа
должна учитываться в процессе принятия решения при проектировании. В
случае неблагоприятного прогноза систематические ошибки могут пере-
крываться большим коэффициентом надёжности.
Исходя из этапов проектирования конструкций сооружения ошибки
можно подразделить на ошибки, возникающие при сборе исходных данных,
выборе материалов, типов конструкций и расчётной схемы сооружения,
расчёте и конструировании строительных конструкций.
1.2. Краткий исторический обзор
С начала строительной деятельности человечеству очень часто прихо-
дилось сталкиваться с авариями. Одной из главной их причин в то время
были грубые ошибки проекта строительных конструкций.
Хотя первые строительные конструкции были массивными и имели
большой запас прочности, аварии встречались довольно часто.
Так, 41-метровый купол Пантеона имел среднюю толщину 1,5 м, в то
время как современный купол Новосибирского театра только 8 см, толщина
9
стен Зимнего дворца в Петербурге составляет 1,86 метра. Современные
здания такой же высоты имеют кирпичные стены толщиной 0,64 м.
Становление и развитие строительной техники шло постепенно по ме-
ре накопления данных.
В далёком прошлом архитекторы, являющиеся в то же время строите-
лями, осуществляли свои проектные замыслы без инженерных расчётов,
основываясь на опыте предшественников и интуиции. Смелые проекты с
применением новых решений, больших пролётов, как правило, оканчива-
лись аварией.
Разрушение сооружений в процессе постройки или после небольшого
периода (обычно года) эксплуатации свидетельствовало о допущенных гру-
бых ошибках при проектировании. Длительное существование ранее возве-
денных сооружений служило основанием для постройки новых, подобного
типа.
Однако, аварии играли и положительную роль, так как они стимулиро-
вали развитие технических знаний, разработку новых решений и методики
проектирования.
Первым по документам (Библия) случаем драматической развязки
конфликта между замыслом проектировщика и действительностью явилось
крушение Вавилонской башни.
В начале нашей эры в Фиденах обрушился амфитеатр, под обломками
которого погибли несколько тысяч человек.
В 1879 г. в Англии обрушился Тейский мост длиной 3,5 км. При ава-
рии погибло 75 человек. Мост был рассчитан на вертикальную нагрузку с
двадцатикратным запасом прочности. При эксплуатации моста его пролёт-
ные строения несмотря на большой запас прочности опрокинулись под воз-
действием горизонтальной ветровой нагрузки, которая при прохождении
поезда увеличилась за счёт ветровой поверхности в несколько раз. Авария
послужила толчком для учёта при расчёте сооружений ветровой нагрузки.
В 1891 году в Англии обрушился железнодорожный чугунный мост
пролётом 9 м. Причиной аварии явилась хрупкость строительного материа-
ла чугуна. После этой аварии чугун для строительства мостов больше не
применяли.
В 1905 году в Петербурге обрушился Египетский мост, когда по нему
проезжала конница. Обрушение произошло в результате резонанса, вы-
званного ритмическим шагом большой массы конницы. После этой аварии
стали учитывать возможность возникновения резонанса при проезде мостов
колоннами пешеходов или конницы.
В 1922 году в Вашингтоне обрушилось покрытие над зрительным за-
лом кинотеатра «Никорбокар», при котором погибли 91 человек. Причиной
аварии послужили перегрузка покрытия снегом и низкая температура на-
ружного воздуха, вызвавшая дополнительные сжимающие напряжения в
верхних поясах стропильных ферм, что послужило основанием при проек-
тировании больше внимания уделять температурным воздействиям.
10
В 1940 году в США обрушился висячий мост через реку Такома пролё-
том 854 м. Обрушение произошло через 4 месяца после начала эксплуата-
ции и продолжалось в течение 45 минут в результате динамических колеба-
ний моста, вызванных ветром, имевшим скорость 18,8 м/сек (рис. 1.1, 1.2).
В настоящее время динамический характер ветровых воздействий учитыва-
ется при проектировании сооружений.
Рис. 1.1. Аварийные колебания пролётного строения Квебекского моста от ветровой
нагрузки
Рис. 1.2. Обрушение Квебекского моста от ветровой нагрузки
В 1968 году в Лондоне в одной из квартир на 18 этаже 24-х этажного
панельного жилого дома произошёл взрыв бытового газа. Силой взрыва
11
панели наружных угловых стен были сброшены вниз, перекрытие разруше-
но. Местные разрушения несущих элементов восемнадцатого этажа приве-
ли к тому, что строительные конструкции шести вышележащих этажей и
пятнадцати нижележащих этажей, разрушая друг друга, обрушились вниз.
В результате полностью обвалились 22 этажа угловой секции жилого дома.
В целостности сохранились только два нижних этажа, выполненных ид
монолитного железобетона (рис. 1.3). Причиной разрушения явилась недос-
таточная надёжность строительной системы дома из-за слабых связей меж-
ду элементами конструкций. В результате данной аварии при проектирова-
нии панельных жилых домов стали учитывать возможность их прогрессив-
ного (цепного) разрушения.
В 2004 году в России произошло обрушение покрытия аквапарка
«Трансвальпарк». При аварии погибло 28 человек и свыше 200 получили
ранения. Причиной аварии явились ошибки, допущенные в проекте обо-
лочки покрытия. Указанная авария вынудила ужесточить контроль при экс-
пертизе строительных проектов.
Хотя общее количество аварий в мире не увеличивается, те, которые
происходят, становятся всё более разрушительными. Аварии инженерных
сооружений часто сопровождаются тяжёлыми экологическими последст-
виями.
Рис. 1.3. Обрушение 24-х этажного панельного дома в Лондоне
Для предотвращения аварий имеет большое значение обобщение их i
анализ.
12
Уже в 1895 году в России профессором Герсевановым М.Н. была
опубликована работа [13] по анализу аварий сооружений
В СССР первая попытка систематического изучения аварий и повреж-
дений была предпринята в 1937 году, когда на основании распоряжения
Главстройпрома НКТП СССР предписывалось всем проектным организа-
циям, строительным трестам и конторам организовать учет дефектов и
аварий. Однако, в то время, благодаря засекречиванию и сокрытию аварий,
эти данные не могли быть использованы в практической деятельности.
Первая опубликованная монография по обобщению строительных ава-
рий в нашей стране относится к 1953 году и принадлежит Дмитриеву Ф.Д.,
в ней собраны основные крупные аварии за рубежом [18].
В Госстрое СССР проводился сбор данных по авариям, имевшим место
в стране. Указанные данные затем передавались в институт ЦНИИСК, где
под руководством профессора Шишкина А.А. проводился анализ аварий
конструкций, сыгравший положительную роль в деле улучшения качества
строительства и проектирования [2, 3,4].
Шкиневым А.Н. по данным Госстроя СССР проведено обобщение ава-
рий различных сооружений [104], имевших значение в деле совершенство-
вания нормативных документов.
В институте ЦНИИпромзданий автором на протяжении ряда лет про-
изводилось обобщение и анализ аварий инженерных сооружений [33,34] и
была разработана методика по их прогнозированию, обобщённая в работах
[27,28,35].
Помимо указанных авторов исследованием аварий в России занима-
лись: Беляев Б.И., Корниенко В.С., Лащенко М.Н., Мизернюк Б.Н., Клевцов
В.А. Физдель И.А. и другие, а за рубежом: Митцел, Мак-Кейг, Хэмонд, Ау-
густин, Рибицки, Петроски и др.
В 1983 году в США был создан Международный информационный
центр по авариям сооружений. В качестве основной функции этого центра
являлись сбор, изучение и распространение данных об имевших место ава-
риях и выдача рекомендаций по их предупреждению.
Первым, кто попытался проектировать строительные конструкции не
на накопленном опыте, а на основе расчёта их прочности был Галелео Га-
лилей (1564-1642).
Исследуя прочность призматических брусьев при действии централь-
ного растяжения и изгиба, он впервые правильно установил зависимости:
при растяжении прочность стержня пропорциональна площади его попе-
речного сечения, а при изгибе - ширине и квадрату высоты для прямо-
угольного сечения. Подход Галилея базировался на отыскании разрушаю-
щей нагрузки.
Схему разрушения изгибаемых стержней Галилей представлял как раз-
рыв по всему сечению с одновременным вращением вокруг нижнего сжато-
го ребра (он испытывал только консольные стержни).
13
Приняв такую схему разрушения, Галилей переоценил прочность ба-
лок в 3 раза. В самом деле, из рассмотрения рис. 1.4, а можно получить
момент сопротивления W=bh2/2 вместо W=bh2/6 (для упругих материалов).
Продолжателем идей Галилея в науке о прочности стал французский
физик Ф. Мариотт. Он установил, что формула Галилея даёт завышение
несущей способности и принял вместо треугольного распределения усилий
в опасном сечении х-образную эпюру разрушения внутренних усилий (рис.
1.4, б). Однако, вычисляя сопротивление стержня при изгибе, допустил ал-
гебраическую ошибку.
В 1826 году француз Луи Навье отказался от рассмотрения расчёта по
стадии разрушения и ввёл новый принцип расчёта по рабочей стадии (ста-
дии эксплуатации).
Навье ввёл гениальное для своего времени допущение, что стадия раз-
рушения полностью подобна рабочей стадии, то есть отношение усилий,
напряжений и деформаций в обоих случаях одинаковы. Такое допущение
освобождало Навье от поисков и изучения формы разрушения конструкции.
Достаточно было знать напряжения и деформации в рабочей стадии. Тогда
соотношение этих величин и их допустимых значений будет обуславливать
определённый запас прочности. Численные значения предельных напряже-
ний должны устанавливаться из испытаний различных строительных мате-
риалов.
Теория расчета строительных конструкций Навье, получившая впо-
следствии название «классическая», базировалась на следующих основных
принципах: вводилось условие подобия рабочей стадии и стадии разруше-
ния; принималась гипотеза плоских сечений; считался справедливым закон
Гука и то, что если он справедлив, то нейтральная ось проходит через центр
тяжести сечения.
Расчёт конструкций по Навье заключался в вычислении напряжений о,
действующих в сечении при эксплуатационной нагрузке, и сравнении их с
допускаемыми напряжениями [о], т.е. о<[о].
Рис. 1.4. Схема распределения внутренних усилий в нормальном сечении изгибае-
мого элемента, принятая:
а - Галилеем; б - Мариотом и Навье
б)
г
Допускаемые напряжения принимались для пластичных материалов
(сталь) как предел текучести материала от, для материалов, не имеющих
14
площадки текучести - как временное сопротивление при разрушении ов,
делённое на коэффициент запаса у, т.е. [о]=От/у; [о]=ов/у.
Коэффициент запаса зависел от изменчивости свойств материала и
точности определения максимальной эксплуатационной нагрузки и менялся
в пределах от 2 до 5.
Расчёт по рабочей стадии впоследствии стал называться расчётом по
допускаемым напряжениям. Само понятие «напряжение» впервые ввёл На-
вье.
Ещё во времена Навье было замечено, что некоторые испытываемые
конструкции разрушаются при нагрузках, намного превышающих получен-
ные из расчёта. Однако этому не придавалось особого значения, поскольку
такое несоответствие шло в запас прочности.
Особенно большие расхождения между экспериментом и теорией На-
вье были выявлены при проектировании железобетонных конструкций. Де-
ло в том, что для бетона не справедливы ни гипотеза плоских сечений, ни
закон Гука, а модуль упругости бетона меняется в зависимости от внутрен-
них напряжений. Особенно значительные расхождения в оценке несущей
способности (до нескольких раз) наблюдались при расчёте статически не-
определимых конструкций: балок, плит, оболочек [19,20,55].
В 1931 году в СССР профессор А. Ф. Лолейт предложил производить
расчёт железобетонных конструкций по стадии разрушения.
При расчёте железобетонных конструкций по стадии разрушения при-
нималось, что бетон и арматура, работая совместно, уже достигли предель-
ного пластического состояния, поэтому в расчетные формулы вводились
разрушающие усилия, т.е. предел прочности бетона и предел текучести ар-
матуры. В растянутой зоне прочность бетона не учитывалась, эпюра в сжа-
той зоне принималась по параболе (рис. 1.5). При расчёте вводился коэффи-
циент запаса у, который являлся отношением разрушающего усилия в сече-
нии [М] к усилию, действующему в стадии эксплуатации М. Условие проч-
ности выражалось как уМ< [М].
В 1955 году в СССР была принята усовершенствованная методика рас-
чёта строительных конструкций по предельным состояниям, базирующаяся
в оценке прочности по стадии разрушения. Условие прочности выражалось
как N<R, где N - усилие (нагрузка) в конструкции от расчётных внешних
нагрузок, R - несущая способность конструкции, измеряемая в тех же еди-
ницах, что и N.
В отличии от расчета по стадии разрушения вместо одного коэффици-
ента запаса (надёжности) вводились дифференцированные коэффициенты
надёжности в N и R для материалов, нагрузок, условий работы. Эпюра в
сжатой зоне для железобетонных конструкций в целях упрощения принята
прямоугольной (рис. 1.5, б). Указанная методика расчета сохранилась до
настоящего времени.
15
Несмотря на разработку более совершенных методов расчёта, аварии
происходят и в настоящее время. Чем же вызваны аварии и можно ли их
предотвратить при проектировании?
Как известно, прочность материалов строительных конструкций имеет
некоторый разброс. Действующие на конструкцию нагрузки и воздействия
также обладают изменчивостью в течение времени эксплуатации сооруже-
ния, а некоторые из них носят случайный характер.
Для учета этих факторов при проектировании конструкций, как указа-
но выше, вводятся коэффициенты надёжности (запаса), обеспечивающие
минимальный риск разрушения.
На первый взгляд может показаться, что аварию можно избежать, если
принять повышенный коэффициент запаса прочности конструкций. Однако
в действительности это не так.
Рис. 1.5. Схема внутренних усилий в нормальном сечении изгибаемого железобе-
тонного элемента при расчёте:
а - по разрушающим нагрузкам; б - по предельным состояниям
Во-первых, применение повышенных запасов прочности вызовет зна-
чительный перерасход строительных материалов, удорожание объекта, что
может оказаться экономически нецелесообразным и, кроме того, всё равно
полностью не может гарантировать от разрушения.
Во-вторых, увеличение общего запаса прочности оказывается неэф-
фективным в том случае, когда аварии происходят вследствие грубых оши-
бок и просчётов, допущенных в процессе разработки проекта, строительст-
ва и эксплуатации.
И, наконец, условия эксплуатации отличные от принятых в проекте,
могут вызвать с течением времени интенсивное разрушение конструкций,
имеющих значительные запасы прочности. Особенно часто это происходит
в условиях повышенной агрессивности среды.
В настоящее время разработка проектов ответственных зданий и инже-
нерных сооружений, типовых конструкций осуществляется как на основе
накопленного опыта (правила СНиП) и прочностных расчетов конструкций,
так и исследованием надёжности конструктивных систем сооружений, экс-
периментальных исследований или моделирования.
16
Для предотвращения аварий зданий и сооружений необходимо знать
характерные ошибки, возникающие при проектировании строительных
конструкций, уметь их прогнозировать и предотвращать.
Брлыпое значение в этом направлении имеет систематизация данных
по авариям в строительстве с изучением допускаемых ошибок. Для реше-
ния этой задачи в будущем целесообразно в нашей стране создать центр по
сбору материалов по авариям, анализу их причин, который мог бы снабжать
проектировщиков по их запросам необходимой информацией.
1.3. Основные понятия о надёжности
Основной задачей при проектировании строительных конструкций
зданий и инженерных сооружений^ является обеспечение их надежности и
безаварийности.
При этом под. надежностью понимается свойство объекта выполнять
заданные функции в течение требуемого времени или, иначе говоря, сохра-
нять заданное качество во времени. В понятие надежности входит: безот-
казность, долговечность, ремонтопригодность.
Основным свойством, определяющим надежность строительных кон-
струкций сооружений, является безотказность их работы, представляющая
способность сохранять заданные функции в течение определенного срока
службы.
Конструкции обычно выходят из строя в результате их разрушения. При
этом под разрушением понимается развивающийся во времени процесс
разделения тела на части.
В настоящее время в строительной литературе нет четко установленно-
го понятия отказа конструкции.
Часть исследователей под отказом строительной конструкции подра-
зумевают достижение ею предельного состояния: по безопасности, по экс-
плуатационной пригодности (по деформациям, по образованию и раскры-
тию трещин), по долговечности.
Другая часть исследователей придерживается мнения, что под отказом
строительных конструкций следует понимать достижение ими предельного
состояния по безопасности, поскольку данное состояние является опреде-
ляющим и его несоблюдение приводит к разрушению конструкции, которое
не может быть допущено при любых условиях эксплуатации конструкции.
Поэтому в дальнейшем при изложении материала автором под отказом
строительных конструкций понимается явление, при котором делается не-
возможным эксплуатация конструкции из-за опасности её разрушения.
Отказы строительных конструкций можно разделить на постепенные и
внезапные.
НАУЧНО ТЕХНИЧЕСКАЯ КИЕТИОТЕИ
1) Далее по тексту сооружений 17 ООО “ПермНИПИиефть”
Когда повреждения в строительных конструкциях достигают критиче-
ских значений, это может привести к их разрушению и при неблагоприят-
ных условиях аварии всего сооружения. Таким образом, разрушение от-
дельной конструкции может вызвать обрушение при определенных услови-
ях части или всего сооружения.
При постепенных отказах с течением времени происходит накопление
в конструкциях повреждений, вызывающих физический износ сооружения.
Наиболее опасны внезапные отказы. Они, как правило, сопровождают-
ся мгновенным обрушением конструкций. Основными причинами внезап-
ных отказов являются грубые ошибки, допущенные при разработке проекта
в процессе строительства и эксплуатации.
При этом под аварией понимается непредвиденный выход из строя со-
оружения вследствие его полного или частичного обрушения.
Помимо разрушения конструкций различные повреждения могут при-
вести к неудовлетворительному состоянию сооружения, при котором за-
трудняется дальнейшая его эксплуатация или происходит снижение долго-
вечности конструкций.
Например, большие перемещения подкрановых балок вызывают коле-
бания мостового крана и затрудняют его работу, трещины в железобетон-
ном резервуаре приводят к потере его герметичности и невозможности экс-
плуатации, разрушение антикоррозионного покрытия стальных конструк-
ций приводит к коррозии и преждевременному разрушению конструкций.
Долговечность сооружения оценивается продолжительностью его ра-
ботоспособного состояния во времени при установленной системе ремонта
и определяется сроками службы основных конструкций.
В понятие надёжности входит также безопасность, означающее обеспе-
чение надёжности сооружения при возможных опасных ситуациях, которые
могут возникнуть как при эксплуатации, так и на стадии строительства.
Опасные ситуации могут быть вызваны природными (см. приложение 4) и
техногенными причинами. К техногенным опасностям относятся: аварии и
поломки оборудования, взрывы, пожары, изменение гидрологических усло-
вий вследствие строительства вблизи объекта и пр.
При проектировании закладывается надёжность конструкций исходя из
требований норм на проектирование, которая косвенно отображает необхо-
димый запас прочности конструкций на восприятие действующих нагрузок.
При эксплуатации конструкций сооружения его надежность с течением
времени, как правило, падает и может быть ниже нормативной надежности.
В этом случае возникает необходимость в ремонте. С помощью ремонта
можно продлевать работу сооружений практически неограниченно.
18
В связи с этим для обеспечения надежности сооружения играет роль
его ремонтопригодность, представляющая собой приспособленность конст-
рукций к периодическим осмотрам и ремонтам.
Однако основным требованием к конструкциям и сооружению в целом
остается его безопасность, обеспечиваемая несущей способностью конст-
рукций сооружения.
Мерой надежности сооружения служит вероятность его разрушения1’
(частота вероятного разрушения сооружения^ год).
Для выбора необходимой надёжности при проектировании необходимо
знать допускаемую вероятность отказа конструкций сооружения в год, т.е.
риск2’.
Если расчётные значения вероятности отказа получаются больше рис-
ка, надёжность конструкций сооружения следует повысить, увеличив их
безопасность, качество эксплуатации или запланировать резервирование
сооружения на время ремонта.
В настоящее время при расчёте строительных конструкций по СНиП
не требуется вычислять вероятность их отказа. Считается, что надёжность
конструкций сооружения, обеспеченная системой частных коэффициентов
надёжности, достаточная.
Само собой разумеется, что разные сооружения должны обладать раз-
личной величиной риска.
Например, риск аварии сооружения, при котором происходит останов-
ка всего предприятия с большими материальными потерями из-за наруше-
ния технологического процесса, должен быть минимальным. В то же время
сооружения, работа которых не приводит к немедленной остановке произ-
водства, могут иметь больший риск. Для одного и того же сооружения риск
1) Ряд исследователей считает надёжность не количественной, а качественной величи-
ной: либо строительные конструкции сооружения можно считать надёжными, либо их при-
знать нельзя таковыми. Решение о надёжности или ненадёжности конструкций сооружения в
этом случае оценивается на основании экспертного исследования. Оценка экспертом надёжно-
сти основывается на глубоком знании работы конструкций под нагрузкой, учёте причин
имевших место аварий аналогичных объектов, большом личном опыте и интуиции, а для по-
строенного объекта также на качестве строительства, наличии дефектов и повреждений в
конструкциях, сроке эксплуатации. Экспертные оценки находят применение в технике при
оценке надёжности как проектов, так и самих сооружений, машин, аппаратов. В строительстве
экспертные оценки получили распространение при оценке качества строительстаа сооружений
при приёмке их в эксплуатацию.
2) Понятие риск возникло в области предпринимательской деятельности в середине 20-
го века как возможность наступления некоторого события в условиях неопределённости, вле-
кущего за собой определённые последствия. Там, где отсутствует неопределённость, то есть,
где все события строго определённы, нет ситуации риска, а действия человека не носят назва-
ния рискованных.
В настоящее время нет чётко установленного понятия риск в области надёжности конст-
рукций. Ряд авторов под риском понимают вероятность отказа конструкций.
19
также может меняться в зависимости от того, одиночное сооружение или
сблокированное. ,
Аналогично, риск разрушения здания с большим скоплением ^юдей
должен быть минимальным.
Понятие риска включает в себя физическое и инженерное толкрвание.
Величина риска зависит от назначения сооружения, от проектного срока его
службы, социальных и экономических последствий от разрушения соору-
жения, новизны конструктивного решения и принятых при проектировании
исходных предпосылках, экономических соображений.
Определение приемлемого риска на основе социально-
психологической стороны отражает реакцию общественного мнения на
аварии.
Так, риск, характеризуемый числом 10'3 случаев в год, является совер-
шенно неприемлемым (что соответствует вероятности случаев со смертель-
ным исходом в год при езде на мотоцикле).
Уровень риска 10‘4 требует принятия мер и может быть принят только
в том случае, если другого выхода нет (соответствует риску со смертель-
ным исходом в год при автомобильных авариях).
Уровень риска 10’5 соответствует естественным случайным событиям,
как, например, несчастным событиям при купании в море.
Аварии, обусловленные риском 10'6 (вероятность поражения человека
молнией) относятся к такому уровню, на который имеется более спокойная
реакция, так как считается, что избежать этого риска может каждый, со-
блюдая элементарные правила предосторожности.
При определении риска по экономическим соображениям следует ис
ходить из стоимости сооружения и убытков от его отказа.
В работе [102] была предложена методика вычисления риска в год н<
основе гипотезы, при которой принимается, что потеря 300 долларов США
в год считается приемлемой.
С учётом сказанного, риск [Q] для любого сооружения может быть вы
числен из выражения
С [Q] = 300 долл., откуда [Q] =300/С,
где С - стоимость сооружения в долларах с учётом ущерба от его отказа. Е
стоимость ущерба должны входить возможные потери от гибели находя
щихся там людей, которые оцениваются в 100000 долларов США за каждо
го человека.
На практике надежность сооружения косвенно может быть оценена i
виде коэффициента запаса прочности сооружения или условной надежно-
стью в баллах.
Надёжность конструкционной части проекта зависит от ряда факторов
полноты исходных данных по нагрузкам и воздействиям, свойствам мате
риалов конструкций, условиям эксплуатации сооружения, инженерно
геологических условиях площадки строительства; правильности Выборг
20
конструкций и конструктивной схемы сооружения; правильности выбора
расчётной схемы конструкций сооружения и метода расчёта.
1.4. Анализ аварий
Для правильного прогнозирования и принятия соответствующих меро-
приятий по предупреждению разрушений сооружений имеет большое зна-
чение систематизация имеющихся данных по авариям.
Например, участившиеся в 1960-70 годах в СССР случаи аварий сталь-
ных конструкций, изготовленных из кипящей стали, привели к изменению
норм на применение кипящей стали для сооружений, эксплуатирующихся
при отрицательной температуре.
Аварии силосов в 1950-60 годах вызвали изменение норм при их про-
ектировании на определение нагрузок от сыпучего материала.
Многочисленные аварии зданий, возведённые в зимнее время, привели
к изменению норм на проектирование при строительстве панельных и ка-
менных зданий.
По данным Госстроя за два года в СССР с 1986 по 1987 было зарегист-
рировано 173 строительные аварии, в том числе: промышленных зданий и
сооружений - 88, гражданских зданий - 32, жилых зданий - 42, сельскохо-
зяйственных зданий - 11.
Фактическое количество аварий по экспертным оценкам превышает
эти цифры в несколько раз. Это связано с тем, что обычно регистрируются
те аварии, когда имеются человеческие жертвы или большие материальные
потери государственной собственности.
Распределение аварий по материалам конструкций происходило: на
каменные конструкции 11%, железобетонные конструкции 64%, металли-
ческие 23%, прочие 1%.
По данным Международной Ассоциации Страховщиков Технических
Рисков (IMIA) процент ущербов от различных причин аварий в 2003 году
распределялся следующим образом в %: пожары 12,4, взрывы 1,3, шторма
3,4, наводнения 10,4, дефекты материалов, конструкций и низкого качества
строительно-монтажных работ 22,3, ошибок в проектах 5,6, ошибок в экс-
плуатации 12, других причин 32,6.
В работе [33] для промышленного строительства выполнен анализ ава-
рий по видам конструкций, отказ которых привел к аварии, основным тех-
ническим причинам аварий и срокам службы до аварии построенных со-
оружений. Указанные данные приведены в таблицах 1.1- 1.2.
Как видно из таблиц 1.1- 1.2, для стальных конструкций наиболее час-
той причиной отказа явилась потеря устойчивости. В железобетонных кон-
отрукциях анализ не выявил каких-либо превалирующих технических при-
чин, и их разрушения были вызваны теми или иными нарушениями норм,
отступлений от проекта, износом конструкций.
21
Для стальных конструкций менее надёжными оказались фермы. Для
железобетонных конструкций различные их виды оказались примерно с
одинаковой надёжностью.
Таблица 1.1
Распределение аварий в зависимости от вида конструкции, разрушение ко-
торой привело к аварии
Вид конструкции Количество аварий Аварии в % к об- щему числу
Стальные конструкции, в том числе: 37 100 1
фермы 21 57 1
КОЛОННЫ 3 8 1
балки 5 13 1
листовые конструкции 8 22 1
Железобетонные конструкции, в том числе: 47 100 I
колонны 7 15 1
балки покрытий и перекрытий 7 15 1
фермы 8 17 I
ПЛИТЫ 8 17 1
массивные конструкции (стены и фундаменты) 6 13 1
оболочки 6 13 I
прочие 5 10 1
Главными причинами, влияющими на надёжность стальных ферм, яв<
ляются относительно небольшой коэффициент их общей надёжности и на,
личие большого количества элементов и стыков, отказ каждого из которьп
в отдельности приводит к разрушению всей конструкции. Указанные при
чины делают этот тип конструкции массового применения очень чувства
тельным к качеству изготовления и монтажа, возможным перегрузкам npi
строительстве и эксплуатации. j
Для оценки аварийности промышленных зданий и инженерных coopyi
жений была проведена также оценка их частоты возникновения в год ги
состоянию на 1987 г. с учетом нерегистрируемых аварий и общего колича
ства промышленных зданий и сооружений, находящихся в данный момем
в эксплуатации. 1
На основании расчётов было определено, что фактическая частота ава
рий в год по стране составила 5.10'5, в то время как частота аварий, вызвам
ных неблагоприятным разбросом прочности конструкций и нагрузок, с<Я
ставила 2.10'6, т.е. на порядок ниже. ]
22
Основными производственными причинами, вызвавшими аварию, в
процентном отношении были: недостатки строительства - 59%, недостатки
проекта - 25%, недостатки эксплуатации - 16%.
Таблица 1.2
Основная техническая причина отказа конструкций, приведшая к аварии
Основная техническая причина Количество аварий Аварии в % к их общему числу
Разрушение сооружений со сталь- ными конструкциями, в том числе: 33 100
разрушение по основному металлу 9 27
разрушение сварных швов 5 15
разрушение узлов соединений кон- струкций между собой 3 9
потеря местной устойчивости 9 27
потеря общей устойчивости 6 18
большие деформации 1 4
Разрушение сооружений с железобе- тонными конструкциями, в том чис- ле: 45 100
разрушение по бетону 13 29
разрушение по арматуре 16 36
разрушение узлов соединений кон- струкций между собой 5 11
местная потеря устойчивости 1 2
общая потеря устойчивости 10 22
Из рассмотрения распределения аварий по сроку службы зданий и со-
оружений было установлено, что 55% всех аварий происходит до 1 года
эксплуатации или во время строительства. Эти аварии могут быть объясне-
ны недостаточной надёжностью сооружения из-за грубых ошибок в проек-
те, грубых нарушений норм и отступлений от проекта при изготовлении.
Некоторое повышение процента аварий через 15-19 лет эксплуатации свя-
зывается со снижением их надёжности от физического износа.
В том числе наиболее частыми причинами аварий были: при строи-
тельстве - отступление от норм и проекта, плохое качество изготовления и
монтажа; при проектировании - несоответствие принятой расчётной моде-
ли действительной работе конструкций; при эксплуатации - завышение
проектных нагрузок.
23
1.5. Исходные данные для проектирования
Разработка строительной конструктивной части проекта сооружения
осуществляется в следующей последовательности;
- сбор исходных данных для проектирования;
- выбор типа сооружения и его конструкций;
- установление расчётной и конструктивной схемы сооружения;
- статические, прочностные и деформационные расчёты конструкций;
- конструирование строительных конструкций и узлов их соединений;
- разработка мероприятий для защиты конструкций от внешних воЗ'
действий;
- согласование и уточнение конструктивного решения.
Исходными данными при разработке строительной части проекта слу
жат: назначение сооружения, его адрес, привязка на генплане, технологиче
ское задание на проектирование, объёмно-планировочные решения (по
этажные планы и разрезы), технологические нагрузки, материалы инженер
но-геологических изысканий площадки строительства; сведения об агрес
сивности внешней среды, обмерочные чертежи и данные обследования кон
струкций в случае реконструкции сооружения, сведения о строительно
базе (наличие местных строительных материалов и конструкций, данные
производственных возможностях строительных организаций, предполагав
мых для возведения объекта), сроках строительства, наличие проектов анг
логов сооружений.
В процессе инженерно-геологических изысканий число и глубин
скважин назначаются с целью достоверного выявления всех встречаемы
слоёв грунта по глубине активной зоны, их мощности, углов падения слоё!
появившегося и установившегося уровня грунтовых вод. При обнаружени
слабых грунтов (торфы, илы, рыхлые пески и др.) необходимо выявить, н
какой глубине они подстилаются. Скважины обычно назначаются по угла!
проектируемого сооружения, а для протяженных сооружений также в н<
скольких местах по его длине.
Оценку глубины активной зоны для проведения буровых работ по из1
еканиям можно принять на основании таблицы 1.3.
Результаты изысканий представляются в виде геологических разрезе
по рядам скважин и характерным направлениям, а также в виде таблиц
послойных физико-механических характеристик грунтов, в которой до
каждой скважины указывается глубина отбора проб образцов, нормативнь
и расчётные значения характеристик грунтов: плотность, угол внутренне!
трения, удельное сцепление, модуль деформации, коэффициент пористост!
влажность, показатель текучести, коэффициенты фильтрации, наименов:
ние грунта по ГОСТ.
Отчет о геологических изысканиях должен содержать также данные
сезонной глубине промерзания грунта, об уровнях и режиме подземнь
вод, о химическом составе вод и коррозионном воздействии на бетон и
24
Таблица 1.3
Глубина горных выработок
Нагрузка на фунда- мент, кН/м (этаж- ность здания) Глубина горной выработки от по- дошвы фундамен- та, м Нагрузка на опору, кН Глубина горной выработки от подошвы фун- дамента, м
— До 100(1) 4-6 До 500 4-6
200 (2-3) 6-8 1000 5-7
500 (4-6) 9-12 2500 7-9
700(7-10) 12-15 5000 9-13
1000(11-16) 15-20 10000 13-15
2000 (более 16) 20-23 15000 15-19
50000 19-26
сталь, сведения об оползнях, многолетней мерзлоте, сейсмичности, наличии
или возможности возникновения процессов карстообразования.
Особое внимание следует уделять гидродинамическому режиму на
площадке строительства: наличие водоносных слоёв, их происхождение,
напорность, прогноз изменения уровня вод со временем в период эксплуа-
тации сооружения.
Наиболее часто наблюдаются следующие ошибки при сборе исходных
данных для проектирования: некачественное проведение инженерно-
геологических изысканий (недостаточная глубина и частота скважин,
ошибки в анализе грунтов, отсутствие указаний о возможных изменениях
свойств грунтов и грунтовых вод со временем при эксплуатации сооруже-
ния); неполные данные о силовых, вибрационных, температурных, корро-
зионных воздействиях; отсутствие данных об условиях эксплуатации.
1.6. Выбор типа конструкции
Тип конструкций сооружения связан с характером грунтового основа-
ния, объёмно-планировочными решениями, экономическими соображения-
ми.
При сравнении вариантов расположения проектируемых сооружений
на нескольких площадках предпочтение следует отдавать участкам с более
глубоким залеганием подземных вод, с фильтрующими грунтами, водопро-
ницаемость которых исключила бы возможность подтопления площадки, с
непросадочными, ненабухающими и малопучинистыми грунтами,
Следует избегать строительства сооружений на площадках с агрессив-
ными к железобетону подземными водами.
Наиболее благоприятными являются площадки с однородными по
структуре грунтами основания и падением поверхностей отдельных слоёв в
пределах активной зоны до 15°.
25
Выбор типа фундамента при недостаточно изученном грунте также иг-
рает роль в предотвращении повреждений конструкций. Нередко бывают
случаи, когда фундаменты или сваи опираются на грунт достаточно проч-1
ный, но под ним оказывается неисследованный слабый грунт. I
Иногда бывает достаточно тонкой наклонной глиняной прослойки и
водоносном грунте, чтобы вызвать скольжение грунта и значительное уве-|
личение горизонтального давления на подпорные стены. Отсутствие в этоьв
случае дренажа, так же как недостаточный дренаж, могут привести к по-1
вреждению сооружения. I
При неоднородных грунтах, залегающих под сооружением, имеется
опасность повреждения конструкций от неравномерных осадок основания!
Для выравнивания неравномерных осадок, а также для случая сильно на|
груженных сооружений (силоса, дымовые трубы, высотные здания) следуея
применять фундаменты в виде монолитной плиты. Конструкция монолите
ного фундамента в виде плиты позволяет также выравнивать неравномерв
ные осадки при разной загруженности участков сооружения.
При неоднородности грунтов по сжимаемости на площадке, когда ия
модули деформаций различаются более чем в 3 раза, следует повышать же
сткость сооружений путём устройства армированных или железобетонный
поясов. Я
Для гибких сооружений (протяжённые одноэтажные здания, эстакадЯ
и т.п.) рекомендуется к применению гибкая конструктивная схема. ДзЯ
уменьшения влияния неравномерных осадок устраиваются деформационнЯ
осадочные швы. Деформационно-осадочные швы необходимы также в мев
тах пристроек к существующему сооружению при его реконструкции. Эя
связано с тем, что осадка ранее построенного здания уже состоялась,
вновь построенного будет происходить в течение не менее года, что noBjfl
чёт за собой как в пристройке, так и в существующем сооружении образе
вание трещин. Деформационно-осадочные швы должны разделять coopfl
жение на всю высоту, включая фундаменты. fl
Для уменьшения температурно-усадочных деформаций в сооружениИ
должны предусматриваться температурно-усадочные швы, разделяющей
все конструкции сооружения в вертикальном направлении до фундаментами
Выбор типа фундаментов зависит от конструктивной схемы coopyifl
ния и грунтов основания. jfl
При каркасном сооружении наиболее оптимальным решениям фун^Я
ментов под колонны будут столбчатые фундаменты с опиранием стен^Я
фундаментные балки. Плитные фундаменты, как указано выше, примени
ются при неоднородных грунтах и в тяжело нагруженных сооруженной
Для слабых грунтов и под стены каменных и панельных зданий целеса^Я
разны ленточные фундаменты. Свайные фундаменты применяются
прорезания слабых грунтов (насыпных, рыхлых песчаных, илов, Toptj^H
текучих глинистых) и передачи нагрузки от сооружения на расположенной
ниже прочные грунты основания. Кроме того, свайные фундаменты м<^В
26
найти применение и в обычных грунтах, когда это выгодно по экономиче-
ским соображениям.
При выборе типа несущих конструкций покрытий и перекрытий (раз-
резные и неразрезные балки, фермы, арки, оболочки) следует учитывать
архитектурные требования, пролёт конструкций, вид опорных конструкций.
Балки обычно применяются при пролётах до 18 м, фермы и арки при
пролётах более 18 м. Применение оболочек связано с архитектурными со-
ображениями. Пролёты оболочек могут быть очень большими - 100 и более
метров.
Статически определимые конструкции обладают простотой изготовле-
ния и предпочтительнее, когда можно опасаться непредвиденных осадок
фундаментов и температурных деформаций. Статически неопределимые
конструкции обладают большей надёжностью, так как способны перерас-
пределять усилия вследствие пластических деформаций, а также лучше
сопротивляются случайным и сейсмическим воздействиям.
Выбор материалов конструкций сооружения должен. увязываться с
производственной строительной базой, характеристикой агрессивности
среды, климатическими и динамическими воздействиями, а также произво-
диться на основании технико-экономического сравнения вариантов.
Для сравнительных оценок эффективности различных видов материа-
лов произведём анализ конструкций, выполненных из различных материа-
лов. Для расчётов выберем изгибаемый элемент в виде балочной плиты
пролётом 1 м под расчётной нагрузкой 400 кгс/м2. Результаты сравнитель-
ных расчётов представлены в таблице 1.4.
При конструировании элементов строительных конструкций следует
предусматривать необходимые допуски при изготовлении и оценивать их
влияние на несущую способность конструкций.
Таблица 1.4
Сравнительные расчеты эффективности различных материалов
конструкций
Материал конструкции Требуемая толщина кон- струкции по прочности, см Весовой ко- эффициент эффективно- сти Относи- тельная стоимость конструк- ции в деле
Сталь С245 0,35 3 5
Кирпичная кладка. Кирпич — М75, раствор М50 12,2 22 3
Бетон класса В20 4,4 9 1
Железобетон. Бетон класса ®20, арматура класса А1, арми- рование 0,7% 2,5 6 1
Дерево сосна 1,5 1 3
27
Таблица 1.5
Рекомендуемые значения планируемого срока службы несущих строитель-
ных конструкций при проектировании сооружений
Тип сооружения Срок службы в годах | |
Временные сооружения, облегчённые здания: каркасные, щитовые, контейнерные, каркасно- обшивные, павильоны, киоски и т.п. 10-25 I
Инженерные сооружения 25-50 I
Производственные одноэтажные и многоэтажные капитальные здания 50 1
Жилые капитальные здания 100 1
Жилые деревянные здания с деревянными рубле- ными и брусчатыми стенами 50 II
Высотные жилые здания, монументальные здания и сооружения, объекты национального значения 200 и более |В
Так, для железобетонных конструкций отношение отклонений пара!
метров от их средних значений может составлять для расчётного сопротив|
ления арматуры 10%, для предела прочности бетона 20%, для габаритов
конструкции 5%. I
В этом случае влияние изменения указанных параметров для изгибаеД
мых элементов (например, плиты перекрытия) на снижение прочности кон-
струкции окажут следующие главные факторы: расчётное сопротивление
арматуры + рабочая высота сечения + прочность бетона на сжатие соответ-
ственно, составляющие 29 + 66 + 5 = 100%, т.е. влияние прочности бетона
мало сказывается на несущую способность элемента по сравнению с рабо-
чей высотой сечения. Несоблюдение расположения рабочей высоты сече|
ния при изготовлении изгибаемых элементов вследствие недостаточном
фиксирования рабочей арматуры может привести к существенному занижВ
нию их прочности. В
Аналогично прочность сжатых элементов зависит от расчётного cfl
противления арматуры + поперечного сечения + расчётного со против л енД
бетона соответственно, как 17% + 66% + 17% = 100%. В
При выборе материалов и конструкций следует учитывать данные о Я
необходимых сроках службы. В таблице 1.5. приведены данные о срокИ
службы конструкций, полученные на основе норм амортизационных отч^В
лений. Д
При выборе типов конструкций были выявлены следующие характчИ
ные ошибки: ^В
- выбор конструктивной схемы сооружения производился без уч^В
особенностей основания фундаментов; 1Д
- применялась неэффективная защита конструкций от воздействия гп^В
земных вод, вследствие чего наблюдались протечки в подвалах И^В
глубленных сооружениях; ^В
28
- недостаточная защита строительных конструкций от агрессивного
воздействия внешней среды, вследствие чего происходило интенсив-
ное разрушение сооружения. Из-за непродуманной конструктивной
схемы сооружения ремонт сооружения был затруднен;
- недостаточные конструктивные мероприятия по обеспечению устой-
чивости сооружения и его частей как в стадии эксплуатации, так и в
стадии строительства;
- неправильный выбор строительных материалов, не отвечающих кли-
матическим, динамическим условиям работы сооружения и внешней
среды. Недостаточно учитывались экономические требования при
выборе материалов и конструкций;
- не учитывалось влияние допусков при изготовлении конструкций;
- отсутствовало соблюдении необходимых норм температурно-
усадочных и деформационных швов в сооружении.
1.7. Расчётная схема
При расчётах сооружений необходимо учитывать следующие особен-
ности:
- условность расчётных схем и возможные отклонения вычисленных
по ним усилий от действительного распределения усилий в сооруже-
нии;
- условность принимаемых расчётных характеристик материалов и
грунтов;
- возможность отклонения нагрузок от их расчётных значений.
- неблагоприятное воздействие внешней среды;
- неблагоприятное воздействие неточностей изготовления.
Расчётную схему сооружения принимают исходя из принятой конст-
руктивной схемы сооружения.
Так как удовлетворить в расчётной схеме все особенности конструкций
и условий их работы бывает трудно, то при составлении расчётной схемы
часть второстепенных факторов отбрасывают.
Так, например, при расчёте стальных ферм принимают, что соединение
стержней решётки с поясами в' плоскости фермы шарнирное, тогда как в
Действительности в местах крепления стержней к фасонкам с помощью
сварки образуется жёсткое соединение.
Различные допущения неизбежны при любых расчётных схемах. Важ-
но правильно оценить их влияние на расчётные усилия: идут ли возникаю-
Щие погрешности при этом в запас прочности и в какой мере.
Рассмотрим другой простой пример расчёта монолитной железобетон-
ной плиты ребристого перекрытия (см. рис. 1.6).
При проектировании расчёт такой плиты производится как неразрез-
ноЙ балки по формулам строительной механики, как для упругого материа-
ла с подбором сечений по СНиП по предельным состояниям.
29
и------------и-----------Li----------и-----------lt
б)
Рис. 1.6. Конструктивная и расчётная схема ребристого монолитного железобетон-
ного перекрытия:
а - конструктивная схема; б - принятая расчётная схема
В действительности железобетон не является идеально упругим мате
риалом и по мере увеличения нагрузки на плиту происходит перераспреде
ление усилий за счёт пластических деформаций бетона и стали. По мер,
приближения к стадии разрушения в пролётах плиты за счет её прогиб:
возникает распор, существенно повышающий несущую способность конст
рукции.
Кроме того, плита несвободно лежит на опорах, так как составляв
единое целое с монолитными балками, воспринимающее усилия кручен®
Принятые в расчётной схеме опоры плиты не неподвижны в вертикально!
направлении, так как происходит прогиб балок под действием нагрузов
который меняется по мере приближения к концам балок. При опирали
плиты на стены имеет место некоторое её защемление в стенах.
Таким образом, даже для такого простого случая имеется расхождени
между расчётом и действительной работой сооружения.
При проектировании может возникнуть вопрос: какие узлы констру
тивной схемы можно считать жёсткой заделкой, а какие шарнирными узл;
ми.
Ответ на этот вопрос может быть решён путём определения момен
защемления, который может быть воспринят в данном случаем конструкц
ей и сопоставлением его с максимальным моментом в конструкции.
Момент защемления плит и балок, концы которых заделаны в стег
бывает мал, и он не учитывается при расчёте конструкции. Восприятие эт
го момента осуществляется конструктивной арматурой.
Определим момент защемления железобетонной плиты перекрыт:
пролётом 6 м, заделанной концами в кирпичную стену на 12 см и натр
женной расчётной равномерно-распределённой нагрузкой 1000 кгс/м2 (рг
1.7). Расчётное сопротивление кладки R=13 кгс/см2, расчётная ширина пл
ты 1 м. Расчётный пролёт 1=6+0,12=6,12 м. Момент в плите как в прост,
однопролётной балке M=ql2 /8=1000.6,122/8=4682 кг.м. Момент защемлен:
исходя из прочности кладки на смятие М3 = 13.4.100.12/2=31200 кгс.см.
Момент защемления составит 312.100/4682=6% от балочного момент
30
Хотя в литературе достаточно освещены конструктивные решения уз-
лов, на практике встречаются ошибочные решения. На рис. 1.8 а, б показа-
ны конструкции шарнирных опор колонн, а на рис. 1.8 в, г - жёстко защем-
лённых опор. Так, в узлах рис. 1.8 а, б за счёт прогиба плиты осуществляет-
ся поворот опоры, повороту конструкции колонны в узлах рис. 1.8, в пре-
пятствуют траверсы, рассчитанные на восприятие опорного момента. Кон-
струкции типовых шарнирных и жёстких узлов стыка ригелей с колоннами
показаны на рис. 1.9 и 1.10. При проектировании жилых и общественных
высотных зданий особую сложность представляет их расчёт на действие
ветровой нагрузки.
В настоящее время разработаны программы расчёта зданий на ЭВМ на
ветровую нагрузку с учётом совместной работы диафрагм с перекрытиями
и стенами, основанные на теории упругости. Выполненные расчёты по ука-
занной методике на первый взгляд кажутся достаточно точными и не вызы-
вают никаких опасений.
Однако расчёты по данной методике имеют ряд допущений, которые
могут существенно исказить напряженное состояние конструкций. Особен-
но это представляется опасным для высотных зданий.
Так, материал конструкций зданий - железобетон не является упругим.
Диафрагмы, выполненные из сборных конструкций, пересечены заполнен-
ными раствором швами, что не даёт возможность рассматривать их как изо-
тропное упругое тело. Перекрытия и продольные стены обладают податли-
востью. Точность учёта влияния степени защемления диафрагмы в фунда-
ментах, учёта податливости основания фундаментов, условий влияния со-
пряжения с примыкающими конструкциями стен и перекрытий невелика.
Поэтому наряду с точными методами для контроля всегда целесооб-
разно также выполнять расчёты, разработанными приближёнными метода-
ми, позволяющими в основном правильно оценивать напряжённое состоя-
ние конструкций.
Рассмотрим сопоставление различных методов расчёта на примере
расчёта диафрагмы многоэтажного гражданского здания.
Рис. 1.7. К расчёту заделки плиты в стену
31
Рис. 1.8. Узлы опирания колонн на фундамент:
а, б - шарнирные; в, г- жесткое защемление; 1 - стальная колонна; 2 - анкерные >
болты; 3 - стальная база; 4 - железобетонная колонна
Ветровая диафрагма здания в большинстве случаев ослаблена per
лярно расположенными проёмами, образующими вертикальные ряды о
верстий в теле диафрагмы. Ряды проёмов расчленяют диафрагму по верп
кали на отдельные ветви. Участки диафрагмы жёсткости над проёмами (т
ремычки) служат упругими связями, препятствующими взаимному повор
ту и смещению отдельных ветвей. Чем выше жёсткость упругих связей, г
меньше сказывается влияние проёмов. В предельном случае, если перемы
ки считать абсолютно жёсткими (при малых размерах проёмов), диафрап
работает как глухая и рассчитывается как обычная консольная балка, :
щемлённая в уровне фундаментов по формулам сопротивления материало!
32
Рис. 1.9. Опирание стальных балок на колонну:
а - шарнирное; б - жёсткое; 1 - колонна; 2 - балка; 3 - сварной шов; 4 - ребро жёст-
кости; 5 - высокопрочные болты
С уменьшением жёсткости упругих связей влияние проёмов увеличи-
вается и в предельном случае, когда жёсткость перемычек настолько мала,
что практически не влияет на взаимное смещение и поворот отдельных вет-
вей, последние работают как консольные балки, связанные между собой
нерастяжимыми распорками, препятствующими лишь взаимному расхож-
дению ветвей.
Роль распорок выполняют междуэтажные перекрытия. В этом случае
ветви рассчитываются независимо одна от другой, как консольные балки с
высотой Н, защемленные в уровне фундамента. Ветровая нагрузка распре-
деляется между отдельными ветвями пропорционально их погонным жёст-
костям.
В случае связей конечной жёсткости расчётную схему можно предста-
вить в виде консольной балки составного сечения, отдельные ветви которой
соединены упругими связями и защемлённую в уровне фундамента, или как
Многоэтажную раму со стойками в виде ветвей и ригелями в виде перемы-
чек.
33
2 Ошибки проектирования
Рис. 1.10. Опирание железобетонных балок на колонну:
а - шарнирное; б - жёсткое; 1 - колонна; 2 - балка; 3 - сварка закладных деталей; 4
- стыковые стержни; 5 - ванная сварка
В таблице 1.6 дано сопоставление различных методов расчёта железо-
бетонной диафрагмы жесткости девятиэтажного сборного панельного дом:
на действие ветровой нагрузки (рис. 1.11), заимствованных из работы [49].
Как видно из таблицы, более точный расчёт диафрагмы как составног
стержня занимает промежуточное положение между крайними оценкам!
Для более осторожной оценки с некоторым запасом можно принять край
ние значения напряжений и поперечных сил.
При расчёте конструкций следует рассматривать схемы сооружени
при строительстве и эксплуатации.
При вводе сооружения в эксплуатацию под действием нагрузки возн:
кают сдвиги и пластические деформации в соединениях конструкций и о
нованиях. Постепенно элементы конструкций опрессовываются и прираб
тываются, как бы приспосабливаясь к условиям эксплуатации. Происход!
ползучесть материала конструкций под нагрузкой.
34
Период «приработки» обычно длится в течение 1 года и продолжается
до тех пор, пока деформации в основаниях, основном материале элементов
и их соединениях станут стабильными в данных условиях эксплуатации.
Для этого периода характерна большая вероятность аварии в случае допу-
щенных грубых ошибок при проектировании или строительстве.
Таблица 1.6
Сопоставление различных методов расчёта диафрагмы
Определяемые величины Расчёт диафрагмы
в виде отдель- ных ветвей как составного стержня как сплошного тела (без учёта влияния проёмов)
Максимальные напряже- ния в теле диафрагмы а, кгс/см2 +27,4 -27,4 +16,5 -13,9 +9,5 -9,6
Максимальное значение поперечная сила в ригеле, кгс 0 4000 6200
Прогиб верха диафрагмы, см 0,67 0,21 0,12
За ним следует длительный период «нормальной эксплуатации» со-
оружения. В этот период строительные конструкции работают от норма-
тивной (эксплуатационной) нагрузки в стадии, близкой к упругой.
С течением времени в конструкциях и соединениях под воздействием
внешней среды и условий эксплуатации возникают различные поврежде-
ния.
Прочность материалов строительных конструкций со временем меня-
ется и можно считать, что она снижается со временем.
Хотя прочность бетона в сооружениях со временем возрастает, однако,
при действии агрессивных сред, воздействии повышенной температуры,
изменении влажности прочность материала заметно снижается, меняется
пластичность материала.
В стальных конструкциях наиболее опасным является охрупчивание
материала вследствие усталости, коррозии или воздействия отрицательных
температур.
Для деревянных конструкций происходит деградация материала от
гниения и усушки. В каменных конструкциях наблюдается выветривание
Раствора, разрушение кладки от размораживания и пр.
При длительном приложении нагрузки имеет место явление ползуче-
сти. Особенно опасно это явление для тонкостенных конструкций и поло-
гих оболочек, так как может вызвать потерю их устойчивости.
35
2*
a)
t тт
Рис. 1.11. К расчёту диафрагм зданий на ветровую нагрузку:
а - план здания; б - конструкция диафрагмы; в - расчётная схема диафрагмы без
проёмов; г - расчётная схема диафрагмы с проёмами; д - расчётная схема диафраг-
мы как жёсткой рамы
Период «нормальной эксплуатации» в зависимости от условий эк<
плуатации и назначения сооружения может составлять 25-200 лет.
За периодом «нормальной эксплуатации» следует период «старения:
сопровождающийся появлением значительных повреждений конструкцш
расстройством их соединений, началом интенсивного разрушения коне!
рукций и общим значительным снижением надёжности сооружения. В этс
период сооружение приходит в неудовлетворительное или аварийное с(
стояние, эксплуатация его становится опасной, а для продолжения дал1
нейшей его эксплуатации требуется проведение капитального ремонта
усилением конструкций.
При проектировании строительных конструкций следует учитыват
особенности эксплуатации сооружения и предполагаемый срок его службы
36
1.8. Необходимая точность расчёта строительных конструкций
Знание необходимой точности расчёта строительных конструкций не-
обходимо, чтобы оценить пригодность существующих методов расчёта,
выяснить необходимость уточнения, выбрать соответствующие счётные
средства. Очевидно, что точность расчётов должна согласовываться с фак-
тической точностью исходных данных, положенных в основу расчёта.
Ниже использована методика оценки необходимой точности расчета
строительных конструкций на основе вероятностных методов с учётом
изменчивости нагрузок и механических свойств конструкции [22].
Целью расчёта прочности строительных конструкций является выпол-
нение предельного условия, состоящего в одновременном непревышении
максимального усилия Smax от нагрузки минимальной несущей способности
Rmin
^in^maX, (1)
Каждая величина R и S характеризуется изменчивостью в процессе
эксплуатации конструкции, причём изменчивость этих величин в отдель-
ности не зависит друг от друга и является процессом случайным. Величина
R выражает изменчивость механических свойств конструкции и учитывает
влияние неоднородности материала, дефекты при изготовлении конструк-
ции и др.
Величина S учитывает изменчивость нагрузок, действующих на конст-
рукцию.
Перепишем условие предельного состояния (1)
Rc-^k-Sc-£h>0, ,(2)
где R<. и Sc - соответственно средняя (ожидаемая) несущая способность
конструкции и среднее (ожидаемое) усилие в конструкции от нагрузки, за-
писанные в одних и тех же единицах, и возможные отклонения величин Ek и
Ен, обеспеченные с заданными вероятностями Рк и Р„ .
Значение предельного состояния, записанное условием (2), имеет тот
смысл, что в течение срока службы конструкции оно должно быть выпол-
нено с вероятностью Р(+), близкой к единице. Вероятность Р(+) выполнения
предельного условия (2) будет
P(+) = 1-(1-PJ(1-PJ. -(3)
В действительных условиях при проектировании конструкций имеют
место различные погрешности, вызванные приближённостью методики
расчёта, допускающей совокупность различных погрешностей от ряда не-
учтённых или трудно анализируемых факторов, совпадение которых носит
случайный характер. Все эти погрешности могут быть отнесены к случай-
37
ним величинам, независимым от R и S. С учётом этого ненаступление пре-
дельного состояния будет выражаться условием
Re~e.- Sc-eH>0 или Rc-eK-S-Ен-Ер>0, (4)
где Ек и Ен - возможные отклонения величин Rc и Sc при учёте погрешно-
сти расчёта; Ер - возможные отклонения (погрешности) от идеально точно-
го расчёта.
Вероятность 7J+) выполнения предельного условия (4), имеющего воз?
можные отклонения за счёт изменчивости механических свойств конструк-
ции, изменчивости нагрузок и неточности расчёта, будет определяться нг
основании теоремы параллельного сложения вероятностей
p(+)=i-(i-pj(i-pj(i-pp), (5i|
где pj, Рн , Рр - соответственно вероятности обеспеченностей прочностиЯ
конструкции, непревышения нагрузок, правильности расчёта. Я
Целесообразность учёта погрешности расчёта устанавливается п<Я
формулам (2), (3), (4), и (5) путём определения погрешности расчёта. Я
Допустимую величину погрешности расчёта, при котором необходиыЯ
её учёт, найдём, проектируя конструкцию с одинаковой вероятностью усЯ
ловий (2) и (4), то есть приравняв Р(+)= Р(+) или Я
d-р, )(1-ря)=(i-pj(i-pj(i-pp). Л
Принимая на основе статистических данных значения обеспеченносте|Я
Рк , Рн , Р? и их законы распределения и задаваясь соотношениями межд|Я
Рк и Рн по формуле (6), можно определить сами величины Р и Р^В
Уменьшение необходимых значений обеспеченностей Рк и Рн по сравнс^В
нию с обеспеченностями Рк и Рн , вытекающее из формулы (6), позволяете
уменьшить соответственно значения необходимых Ек .и Ен .
Изменение значений с Ек .и 8Н на Ек и Ен за счёт изменения обесп^Я
ченностей соответственно с Рк и Рн на Рк и Рн характеризует величине
погрешности расчёта. Я
Определение допустимой погрешности расчёта проиллюстрируем нЯ
примере нормального (гауссового) закона распределения. яЯ
38
Найдём допустимую погрешность расчёта для нормального закона
распределения прочности конструкции, характеризующегося величинами
математического ожидания т и среднего квадратичного отклонения о .
Вероятность попадания случайной величины х в интервале
, 1 1г,
Р[х < т + аа] = - Ф(°°) + <Ы------------- = -[1 + Ф(а)],
(7)
2 х —
где Ф(«) функции Лапласа Ф(а) =J/ 2da.
у12л о
Величина а находится по таблицам интегралов вероятностей в зависи-
мости от вероятности Р.
Величина допустимой погрешности расчёта может быть найдена через
величину B=Rc-Sc=ao, соответствующую принятой вероятности обеспе-
ченности Р(+) или а, и новую величину Вр = аро, получаемую в результате
изменения обеспеченности вследствие учёта погрешности расчёта
% =1-(1-Pj(l-P„) = l-(1 Рн) (8)
X гр*
или числа сср. Среднее квадратичное отклонение о будет равно,
<т = 7<тк2+ст„2
где ок и он средние квадратичные отклонения механических свойств конст-
рукции и нагрузок.
Допустимая погрешность расчета будет
£р
= В-ВР = (а -ар)л/ст2 + ст„2
(7)
где ek=ok ак и Ен=Он ссн - соответственно возможные отклонения механиче-
ских свойств конструкции и нагрузок; ссн, сск - числа вероятности, соответ-
ствующие обеспеченностям Рн, Рк.
Подставляя значения чисел вероятностей а и (Хр в выражение (7), опре-
деляем погрешность еР.
В случае, когда «к = ссн, выражение (7) примет вид
Учитывая, что в настоящее время СНиПом не нормируются величины
и Рк, исследуем полученное выражение (7).
39
Примем возможную вероятность нарушения предельного условия (2)
Р(_)=1-Р(+) в широких пределах Р(_)=5 10'5...10‘7, что соответствует измене
t
нию значений ; ан и ОС р в пределах 2.. .3,5.
Величина допустимой погрешности расчёта из (7) в этом случае будет
меняться в пределах
2
£р =(0,6 +1,0).
Ек
2+3,5
Е2
Н
2+3,5
(8)
Если положить Рк = Рн = Рр, то величина допустимой погрешности
расчёта в этом случае будет меняться в пределах
£р = (0,30 + 0,25)^к2+£2.
(9)
Величины Ек и £„ можно определять по фактическим данным или при
ближённо, по данным СНиП, исходя из коэффициентов надёжности по на
грузке и коэффициентов, характеризующих надёжность конструкции.
Для конструкций (например, сжатые элементы железобетонных конст
рукций),
на
прочность
которых влияет свойства как бетона,
так и арматуры
необходимо учитывать влияние каждого материала.
Обозначим величину несущей способности конструкции как функции
у = F(Xb Х2), где Xi = Ra +Еа, Х2 = Rb +Eb ; X; и Х2 - математические ожи
дания величины прочности материала арматуры и бетона; Еа = еа Xj, Еь = е
Х2 - абсолютные отклонения величин Xt и Х2; Ra и Rb - расчётные сопро
тивления арматуры и бетона; еа и еь - относительные отклонения величш
Xj и Х2.
Если принять в первом приближении функцию у линейной, то суммар
ное отклонение величины у будет
Ек =
' ду
эх2
(13
Относительная величина отклонения, учитывающая механически!
свойства конструкции при принятой вероятности обеспеченности Рк конст
рукции
= If Y | (дУХ2£б V
у Д аХ[У ) дх2у )
(14
Для центрально-сжатого железобетонного элемента площадью пот
речного сечения Fb и площадью сечения арматуры Fa
40
y = N = FaXl + F6X2;
fy _ Fa ду _ F6 (15)
дХ1У FaXi + F6X2’ dX2y FaXl + F6X2
e j<FgXl£a)2+<F6X2E6)2
K FaXl+FeXi
Аналогичным образом определяется суммарное относительное откло-
нение различных видов нагрузок
£«=<16>
где Рх, Рг, Рз - доли каждого вида нагрузки в рассматриваемом воздейст-
вии, выраженные через тот же вид усилия, что и несущая способность кон-
струкции; Ех, Ег, Ез - относительные отклонения отдельных нагрузок.
Проведенные по полученным формулам сопоставительные расчёты по
нормам СНиП показали, что необходимая точность расчёта по прочности
может для строительных конструкций колебаться в пределах Ер = 8 - 16% и
в среднем принята для практических расчётов 10%.
В случае, когда принятая методика расчёта дает большее расхождение
по сравнению с данными экспериментальных исследований, требуется уве-
личить общий коэффициент надёжности конструкции, посредством приня-
тия дополнительного коэффициента условия работы конструкции.
1.9. Исследование надежности конструктивных систем
сооружений
Надежность проекта сооружения может быть установлена из анализа
сооружения как конструктивной системы, состоящей из отдельных конст-
рукций, связанных между собой в определенной последовательности и на-
ходящихся во взаимодействии с различными событиями [35].
Многолетний опыт строительства показывает, что различные конст-
руктивные системы сооружений одинакового назначения могут обладать
различной надежностью.
Аварии обычно случаются тогда, когда один или несколько отказов
элементов системы приводят к опасной ситуации.
Решение сложной проблемы установления отказа всей системы произ-
водится методом ее упрощения путем построения так называемого логиче-
ского дерева отказов.
Дерево отказов является графическим представлением взаимосвязей
между исходными отказами отдельных элементов системы и событиями,
приводящими к возникновению различных аварийных ситуаций, соединен-
ных логическими знаками «и», «или» (см. рис. 1.12, 1.13).
41
Исходными отказами являются события, для которых имеются данные
о вероятности их возникновения. Обычно это отказы элементов системы
разрушения конструкций и узлов соединения конструкций, различные ини
циирующие события (ошибки персонала при эксплуатации, случайные по
вреждения и т.п.).
В дереве отказов события записываются в прямоугольниках, а исход
ные отказы - в кружках.
Логический знак может иметь один или несколько входных событий и
только одно выходное событие. Выходное событие логического знака «и»
наступает в том случае, если входные события происходят одновременно
Выходное событие логического знака «или» происходит, если имеет место
любое из входных событий.
Установление надежности сооружения начинают с предварительного
анализа опасностей, которые затем используют при построении дерева от
казов.
Анализ проводят на основе изучения процесса работы и эксплуатацш
конструктивной системы, детального рассмотрения воздействий окружаю
щей среды, существующих данных по отказам аналогичных сооружений.
Прежде всего определяют, что является отказом системы, и вводят не
обходимые ограничения на анализ. Например, устанавливают необходи
мость учета землетрясений, аварий оборудования, рассмотрения толью
начального отказа сооружения (отказа в начальный срок эксплуатации) ил]
отказа в течение всего срока службы и т.п.
Рис. 1.12. Дерево отказов железобетонного резервуара без обвязки
42
Затем выявляют элементы системы, которые могут вызвать опасные
состояния - конструкции, узлы соединений, основание сооружения, ини-
циирующие события. При этом ставят вопрос, что будет с системой, если
произойдет отказ такого-то элемента.
Для того чтобы получить количественную оценку надежности с помо-
щью деревьев отказов, нужно иметь данные об исходных отказах. Эти дан-
ные могут быть получены на основе опыта эксплуатации отдельных строи-
тельных объектов, экспериментов или экспертных оценок специалистов.
При использовании фактических данных вычисляется вероятность от-
каза исходных элементов в год. Например, при наблюдении на одном пред-
приятии за строительными конструкциями в количестве 1000 штук было
зафиксировано их 2 обрушения за пятилетний срок эксплуатации. Тогда
отказ конструкций в год составил q=2/(1000.5)=0,0004=4. ЮЛ
[Авария резервуара}
Рис. 1.13. Дерево отказов железобетонного резервуара с обвязкой
43
Рис. 1.14. Дерево отказа резервуара при эксплуатации i
Существует подход, при котором вероятность опасного события раЫ
сматривается как функция вероятности возникновения опасной ситуации!
Например, при обследовании 1000 строительных конструкций одного объ-]
екта находящегося в эксплуатации 5 лет было выявлено 100 (10%) конст-]
рукций с критическими дефектами и одна конструкция обрушилась. При
этом отказ конструкций на данном объекте составил
q]=l/(1000.5)=0,0002=2.10л. При обследовании другого объекта также на!
ходящегося в эксплуатации в течении 5 лет было установлено только 1°/а
конструкций с критическими дефектами, т.е. в 10 раз меньше чем на первом
объекте, что позволяет утверждать, что вероятность отказа там конструк!
ций будет в 10 раз меньше, т.е. Цг= qi/10= 2.10'4/10=2.10'5. 1
Построение дерева отказов производят с соблюдением определенный
правил. J
Вершина дерева обозначает конечное событие. Абстрактные событи!
заменяются на менее абстрактные события. Например, событие «авари|
резервуара» заменяется на менее абстрактное событие «разрушение резер]
вуара». I
Сложные события разделяют на более элементарные. Например, «отка|
резервуара» (см. рис. 1.14), который может произойти в течение срока егя
службы, разделяют на отказ в стадии испытания, и отказы в первые и по!
следующие 20 лет эксплуатации. Такое разделение вызвано различными
причинами отказов: начальной надежностью сооружения и накоплением
повреждений в результате длительной эксплуатации. I
44
При построении дерева отказов с целью упрощения обычно не вклю-
чают события с очень малой вероятностью.
Количественным показателем отказа системы является вероятность Q
возникновения одного отказа в течение принятого срока эксплуатации. На-
дежность системы определяется выражением
Если система состоит из i элементов, соединенных с помощью знака
«или», ее отказ будет определяться как
Q = 1 - (1 - q, )(1 - q2),, (1-q,), (17)
где qr вероятность отказа i-ro элемента системы.
Р= 1-Q.
При малой величине q;, формулу (17) можно приближенно выразить
как
Q = qi + q2+ ,...,+q,. 8)
Для системы или подсистемы из i элементов, соединенных знаком «и»,
отказ будет
Рис. 1.15. Конструктивные схемы резервуаров:
а ~ план покрытия; б - конструкция стены резервуара без обвязки; в - то же с обвяз-
кой; 1 - стеновые панели; 2 - плнты покрытия; 3 - закладные детали верхнего сты-
ка; 4 - днище; 5 - нижний стык стены с днищем; 6 - обвязка
45
Проиллюстрируем предлагаемую методику на конкретном примере.
Пример
Требуется исследовать надежность двух конструктивных схем железо-
бетонного заглубленного резервуара для воды (рис. 1.15).
Для резервуара, запроектированного без обвязки (см. рис. 1.15 а, 6),
сборные панели стен внизу замоноличены в зуб железобетонного днища, <
сверху приварены к покрытию в двух точках для каждой панели. Соедине
ние стенок панелей между собой принято конструктивное.
В другой конструктивной схеме (рис. 1.15а, в) стеновые панели соеди
йены с днищем и покрытием аналогично, но дополнительно связаны межд’
собой с помощью обвязки, образующейся за счет сварки выпусков горизон
тальной арматуры по верху стены.
Оба резервуара запроектированы в соответствии со строительным'
нормами и обладают одинаковой прочностью.
Исследование надежности ограничено стадией гидравлических испыташп
Из анализа имевших место аварий резервуаров устанавливаем, что на ста
дии гидравлических испытаний их отказы происходят из-за разрушение
приводящих к мгновенному разливу находящихся в них жидкостей.
Изучение условий, вызывающих такие разрушения, для резервуаро
даны в предварительном анализе опасностей в таблице 1.7. Численные зн;
чения вероятностей отказа элементов системы устанавливаем на ochoi
экспертных оценок.
Таблица 1.
Предварительный анализ опасностей конструктивных систем железобетон
ного заглубленного резервуара для стадии гидравлического испытания
Подсис- тема Опасный элемент Вероят- ность отказа опасного элемента Факторы, поро- ждающие опас- ные условия Опасные условия Возможная авария Последст- вия аварии
1 2 3 4 5 6 7
Резервуар без обвязки (рис. 1.15 а, б)
Покры- тие Панели покры- тия 10’7 Плохое замоно- личивание швов между панеля- ми , низкое качество свар- ных швов и закладных деталей Разрыв диска по- крытия или его части Разрушение резервуара Разрушений сооружена! и близле-J жащих j строению
46
1 2 3 4 5 6 7
Стены Стено- вая панель КУ4 Недостаточное количество арматуры или ее смещение по толщине панели Разрушение панели от изгиба То же То же
Верхний стык 1(У3 Некачествен- ный сварной шов или плохая анкеровка закладной детали Отрыв стеновой панели от покрытия То же То же
Нижний стык КУ4 Недостаточное защемление панели, недос- таточное арми- рование стыка Разрушение стыка То же То же
Днище Плита днища 1(У5 Недостаточное армирование Отрыв части днища То же То же
Основа- ние резер- вуара КУ4 Неоднород- ность основа- ния, подкопы под днище Разрушение от общего изгиба резервуара, разрушение днища Поврежде- ние резер- вуара Потребуется усиление сооружения
Резервуар с обвязкой (рис. 1.15а, в)
Покры- тие Панели покры- тия 1(У7 Плохое замоно- личивание швов между панеля- ми , низкое качество свар- ных швов и закладных деталей Разрыв диска по- крытия или его части Разрушение резервуара Разрушение сооружения и близле- жащих строений
Стены — - Стено- вая панель КУ4 Недостаточное количество арматуры или ее смещение по толщине панели Разрушение панели от изгиба То же То же
47
1 2 3 4 5 6 8
Обвязка кг4 Некачественные сварные швы в стыках стено- вых панелей Разрыв обвязки То же То же
Верхний стык 10’3 Некачествен- ный сварной шов или плохая анкеровка закладной детали Отрыв стеновой панели от покрытия То же То же
Нижний стык кг4 Недостаточное защемление панели, недос- таточное арми- рование стыка Разрушение стыка То же То же
Днище Плита днища 10'5 Недостаточное армирование Отрыв части днища 'Г То же То же
Основа- ние резер- вуара КУ4 Неоднород- ность основа- ния, подкопы под днище Разрушение от общего изгиба резервуара, разрушение днища Поврежде- ние резер- вуара Потребуется усиление сооружения
В результате анализа работы резервуара под нагрузкой устанавливаем;
в резервуаре без обвязки разрушение верхнего стыка из-за некачественной
изготовления одной закладной детали или сварного шва приведет к разру
шению стеновой панели от изгиба вследствие изменения ее проектной рас:
четной схемы.
В резервуаре с обвязкой разрушение одного верхнего стыка, благо дар.
совместной работе стеновых панелей, не приведет к разрушению стеново
панели (нагрузка будет восприниматься смежными панелями). При это:
нагрузка на закладную деталь смежной панели увеличивается только в 1,
раза, что, однако, меньше заложенного запаса прочности, принимаемо!
при расчете строительных конструкций и составляющего около 2. Разруш
ние стены произойдет тогда, когда откажут одновременно верхние стьп
двух смежных панелей, так как в этом случае произойдет разрушение oi
вязки из-за увеличения ее пролета в 2 раза.
На основании предварительного анализа опасностей составляем дер
вья отказов для двух конструктивных схем резервуаров (см. рис. 1.12, 1. 11
События с малой вероятностью отказа самого резервуара (разрушение п(
крытия) при построении деревьев не учитываем. Цифровыми значениям
на деревьях отказов обозначаем вероятности начального отказа.
Вероятность отказа резервуара без обвязки вычисляем по формуле (18
48
16 16 16
е = £10’4 + £1(Г4+£10’4+1(Г5 = 192,1-1(Г4
1 1 1
Вероятность отказа резервуара с обвязкой вычисляем по формуле (18)
для событий, соединенных с помощью знака «или», и по формуле (19) для
одновременных отказов смежных стыков стеновых панелей, соединенных
логическим знаком «и»
16 16 16 15
<2 = £10’4+£1(Г4+ £10’4+£10’3 • 10'3 =32,25-10-4
1111
Как видно из сопоставления, вероятность отказа резервуара без обвяз-
ки более чем в 5 раз выше, чем с обвязкой. Резервуар без обвязки не реко-
мендуется к применению.
На практике наблюдались аварии резервуаров во время гидравличе-
ских испытаний, запроектированных по схеме рис. 1.15, а, б. При этом была
выявлена ненадежность принятого конструктивного решения крепления
стеновых панелей к покрытию, при котором достаточно одной некачест-
венной приварки анкерных стержней закладной детали, чтобы вызвать раз-
рушение целого сооружения.
Таким образом, исследование надежности конструктивных систем по-
зволяет решить несколько важных для практики задач: качественно оцени-
вать надежность запроектированного строительного объекта и в случае по-
вышенной опасности осуществлять мероприятия для ее повышения, опре-
делять при проектировании относительную надежность сооружения для
различных вариантов конструктивных схем, количественно оценивать на-
дежность сооружений.
Исследование надёжности конструктивных систем может быть приме-
нено для изучения аварийных ситуаций, приводящих к прогрессирующему
разрушению. К таким ситуациям относятся всякие изменения несущей сис-
темы сооружений, происходящие в результате выключения из работы части
конструкций (например, при взрыве, пожаре, ударе).
В Швеции в Технологическом институте в г. Гётеборг было разработа-
но руководство для исследования аварийных ситуаций [5].
В руководстве рассматривается два аспекта проектирования зданий с
Учётом возможного возникновения аварийных ситуаций: первый предпола-
гает полное исключение возможности существенного повреждения несу-
щих конструкций; второй - при невозможности или нецелесообразности
полной защиты конструкций - принятие мер по локализации очага разру-
шения с тем, чтобы обеспечить сохранность перегруженных конструкций
в течение времени, достаточного для восстановления повреждённых эле-
ментов без их демонтажа.
49
Оценка целесообразности принятия тех или иных мер производится я
соответствии с классификацией зданий, которую предполагается выполните
на начальном этапе проектирования. Здания классифицируют на группы па
следующим признакам: I
а) здания, при проектировании которых возможность возникновения
аварийных ситуаций не рассматривается. Сюда относятся главным
образом здания малой этажности, обладающие повышенным запасом
прочности и характеризующиеся относительно малой заселённостью;]
б) здания, в которых аварийные ситуации могут возникать только в ре-1
зультате транспортных происшествий и конструкции которых могу!
быть защищены от повреждений путём применения защитных огра!
ждений; I
в) здания группы «б», конструкции которых не могут быть защищень!
защитными ограждениями. Для зданий этой группы рекомендуется
увеличение несущей способности конструкций нижних этажей; I
г) здания, для которых предотвращение частичных разрушений в ава|
рийных ситуациях, например, при взрыве газа, оказывается невозя
можным. Для предотвращения прогрессирующего разрушения от по!
следовательного разрушения смежных конструкций рекомендуются
усиливающие конструкции, способные предотвращать обрушени!
нижележащих конструкций. 1
Оценка зданий на основании приведенной классификации производим
ся по результатам суммирования оценочных баллов, которыми по спеши
ально разработанным таблицам оцениваются такие исходные данные, кая
габариты и форма здания в плане, его этажность, назначение, тип каркаем
населённость, ориентация относительно транспортных путей, особенности
расположения на местности. я
При проектировании зданий группы «г» учитывается влияние следующий
факторов: давление при взрыве, несущая способность усиливающих констя
рукций в зоне взрывоопасных помещений, предельные значения деформм
ций, при которых уцелевшие конструкции могут считаться неразрушенньм
ми, фактические значения деформаций, вычисленные с коэффициентом
динамичности. Я
Предельно допустимые деформации определяются общей геометрией
системы, условиями закрепления конструкций, механическими свойствами
железобетона. В качестве усиливающих конструкций рекомендуется прия
менять системы подвесок, шпренгелей, растяжек, закрепляемых, как правя
ло, на панелях стен взрывоопасных помещений. Л
Проблема учёта в расчётах конструкций аварийных нагрузок (взрывом
ударов транспортных средств и т.п.) явилась предметом исследований, пр<м
водимых в США в университетах штата Колорадо и Нью-Йорка. Авария
ные нагрузки часто являются причиной прогрессирующего разрушения.
50
Рис. 1.16. Расчётные схемы при аварийных нагрузках:
а - разрушение рамного каркаса; б - разрушение несущей торцевой стеновой панели
жилого дома; 1 - пластические шаринры; 2 - разрушенная колонна; 3 - разрушенная
стеновая панель
Примером такого прогрессирующего разрушения может служить
упоминавшаяся ранее авария здания в Лондоне, когда в результате взрыва
газа на 18 этаже была выбита несущая стена, лишивши опоры перекрытия и
стены верхних 4 этажей. В результате этого обрушилась вся верхняя часть
здания до уровня третьего этажа.
Обеспечение прочности конструкций с учётом фактора прогресси-
рующего разрушения на стадии проектирования осуществляется на основе
следующих принципов. Во-первых, обеспечение прочности с помощью
специальных конструктивных мероприятий: соответствующим коэффици-
ентом запаса, неразрезностью и пластичностью конструкций. Во-вторых на
основании обеспечения локальной несущей способности в месте аварийной
нагрузки. В-третьих, когда возникновение локального разрушения допуска-
ется, но при этом принимаются меры по ограничению зоны разрушения,
чтобы обеспечить сохранность повреждённых конструкций в течение вре-
мени, достаточного для восстановления их без демонтажа.
Анализ расчётных схем, характеризующих несущую способность кон-
структивной системы сооружения в Процессе образования локального раз-
рушения от аварийной нагрузки, производится с помощью ЭВМ на основе
программ, учитывающих нелинейное деформирование элементов и стыко-
вых соединений. Для этого в расчётной схеме удаляется любой элемент
конструкции, при этом существующая нагрузка прикладывается к остав-
шимся конструкциям в месте удалённого элемента (см. рис. 1.16).
В работе [59] приведена методика оценки устойчивости крупнопанель-
ных зданий к прогрессирующему разрушению. В случае локального разру-
шения отдельных конструкций несущая система здания должна быть ус-
тойчива к прогрессирующему разрушению отдельных конструкций при
аварийных воздействиях. Эго требование означает, что в случае аварийных
воздействий, не предусмотренных условиями нормальной эксплуатации
зданий (взрывы, пожары, ударные воздействия транспортных средств и т.
51
п.), допускаются локальные разрушения несущих конструкций (полное или ;
частичное разрушение отдельных стен в пределах одного этажа), но эти;
первичные разрушения не должны приводить к обрушению конструкций
или к разрушению соседних несущих элементов, на которые передается
нагрузка, ранее воспринимавшаяся элементами, поврежденными аварий-*
ным воздействием.
Конструктивная система здания должна обеспечивать его прочность и!
устойчивость в случае локального разрушения несущих конструкций, ка1
минимум на время, необходимое для эвакуации людей, при этом переме
щение конструкций и раскрытие в них трещин не ограничивается.
Устойчивость здания к прогрессирующему обрушению проверяете
расчетом на особое сочетание нагрузок и воздействий, включающее посто
янные и временные длительные нагрузки, а также воздействие гипотетиче
ских локальных разрушений несущих конструкций. При этом коэффициен
ты сочетаний нагрузок и коэффициенты надежности по нагрузкам к посто
янным и длительным нагрузкам принимаются равными единице.
Воздействия локальных разрушений несущих конструкций учитыва
ются тем, что из конструктивной системы здания удаляются отдельны
элементы, которые могут быть разрушены при аварийных воздействиях.
Для панельных жилых зданий в качестве расчетной схемы локальног
разрушения рассматривается разрушение (удаление) двух пересекающихс
стен в пределах одного (любого) этажа на участках от их вертикальног
стыка (в частности, от угла здания) до ближайшего проема в каждой стен
или до следующего вертикального стыка со стеной перпендикулярного н
правления.
Для оценки устойчивости здания против прогрессирующего обруш
ния рассматриваются лишь наиболее опасные расчетные схемы разруш
ния:
локальные разрушения, включающие разрушения наружных стен, о*
лабленных дверными проемами выходов на балконы и лоджии;
локальные разрушения, включающие разрушения внутренних сте:
слабо связанных с остальными вертикальными конструкциями.
Основной задачей расчета является проверка устойчивости стенов£
панелей и плит перекрытий, расположенных выше локального разрушен!
и потерявших опору в результате локального разрушения стен. Устойч
вость этих конструкций зависит как от прочности самих зависших элеме
тов, так и от прочности их связей между собой и с неповрежденными ст
нами.
Устойчивость здания против прогрессирующего обрушения следу
обеспечивать, в первую очередь, за счет рационального конструирован!
связей между сборными элементами.
При решении связей, препятствующих прогрессирующему обруш
нию, необходимо повышать их пластичность, добиваясь, чтобы в предел
ном состоянии после исчерпания несущей способности связь не выключ
52
jf лась из работы и допускала без разрушения сравнительно большие абсо-
лютные деформации (порядка нескольких миллиметров).
Соединения сборных элементов, препятствующие прогрессирующему
обрушению панельных зданий, должны проектироваться неравнопрочны-
• ми, при этом элемент, разрушение которого обеспечивает наибольшие пла-
стические деформации соединения, должен быть наименее прочным.
Для выполнения этого условия рекомендуется рассчитывать все эле-
менты соединения, кроме наиболее пластичного, на усилие в 1,5 раза боль-
ше прочности пластичного элемента, например, анкеровку закладных дета-
лей и сварные соединения рекомендуется рассчитывать на усилие в 1,5 раза
больше, чем саму связь.
Надпроемные перемычки, работающие как связи сдвига, необходимо
проектировать так, чтобы они разрушались от изгиба, а не от действия по-
перечной силы.
Шпоночные сдвиговые соединения необходимо проектировать так,
чтобы прочность отдельных шпонок на срез была в 1,5 раза больше их
прочности при смятии.
Помимо обеспечения пластичности связей для защиты зданий от про-
грессирующего обрушения рекомендуется использовать в комплексе сле-
дующие конструктивные мероприятия:
объединять отдельные плиты междуэтажных перекрытий в единый
диск специальными металлическими связями, работающими в плоскости
перекрытия на растяжение и сдвиг;
заводить плиты перекрытий в несущие стены перпендикулярного на-
правления, используя их как шпоночную связь сдвига (при платформенных
стыках такая связь образуется естественным образом);
устраивать междуэтажные связи, обеспечивающие работу горизон-
тальных стыков между перекрытиями и стенами на растяжение и сдвиг. Для
устройства таких связей рекомендуется использовать подъемные петли,
штыри и т. п. детали. Такие связи очень пластичны как при растяжении, так
и при сдвиге, они обеспечивают совместную работу всех конструкций, рас-
положенных выше локального разрушения.
Для расчета панельных зданий на устойчивость к прогрессирующему
обрушению рекомендуется использовать пространственную расчетную мо-
дель в виде системы пластинок (с проемами или без проемов), соединенных
между собой сосредоточенными связями, прочность которых эквивалентна
прочности фактических связей между панелями. Такая модель, здания
Должна быть рассчитана при всех расчетных схемах локального разруше-
ния конструкций.
В случае обеспечения пластичной работы конструктивной системы
; здания в предельном состоянии расчет рекомендуется проводить кинемати-
[i ческим способом методом предельного равновесия. В этом случае допуска-
j ется проверять устойчивость лишь элементов, расположенных над локаль-
I ным разрушением. Расчет здания при каждой выбранной схеме локального
53
разрушения сводится к следующей процедуре: задаются наиболее вероят
ные механизмы прогрессирующего (вторичного) обрушения конструкци
здания, потерявших опору (задать механизм разрушения значит определит
все разрушаемые связи и найти возможные обобщенные перемещения п
направлению усилий в этих связях); для каждого из выбранных механизме
прогрессирующего обрушения определяются прочности всех пластичн
разрушаемых связей; находятся равнодействующие внешних сил, прил<
женных к отдельным звеньям механизма, то есть к отдельным неразруша
мым элементам или их частям, и перемещения по направлению их дейс
вия; определяется работа внутренних сил (И7) и внешних нагрузок (IT) i
возможных перемещениях рассматриваемого механизма и проверяется у
ловие равновесия W> U.
Указанный расчет справедлив лишь при условии выполнения об обе
печении пластичной работы отдельных панелей и связей между ними в пр
дельном состоянии.
Наиболее опасными и, следовательно, расчетными локальными разр
шениями являются:
- разрушение панели торцевой поперечной стены, примыкающей к у
лу здания;
- разрушение панели внутренней поперечной стены, несущей нагруз!
от навесных лоджий или балконов и при том ослабленной дверныь
проемами.
При каждом выбранном локальном разрушении необходимо рассмо
реть все механизмы прогрессирующего обрушения и проверить соответс
вующие рассматриваемому случаю расчетные условия.
1.10. Экспертная оценка надёжности
Анализируя данные об авариях, приведенные в главе 1.4, можно з
ключить, что аварии прямо или косвенно связаны с нарушением требов
ний норм и правил строительной практики.
Соблюдение действующих норм и правил гарантирует высокую н
дежность сооружений (вероятность аварии этих сооружений не превыша
2.10’6).
Исследование причин аварий послужило основанием для попытки оц
нить возможность их возникновения на основе формализованного анали
условий, влияющих на надежность сооружения [27], [28], [36].
К числу этих условий отнесем надежность проекта, качество стро
тельства и эксплуатации. Поскольку в настоящей работе рассматривают
вопросы надёжности строительных конструкций на стадии проектирован!
качество строительства и эксплуатации не рассматриваем.
При экспертной оценке проекта надёжности сооружения устанавлш
ют, в какой мере сооружение отвечает безопасности и долговечности. П
54
определении надёжности сооружения необходимо учитывать уровень от-
ветственности проектируемого сооружения и качество проектирования.
Недостаточная надежность конструктивного решения при проектиро-
вании может возникнуть вследствие:
1) недостаточного учёта при проектировании уровня ответственности
сооружения;
2) недостаточного учёта влияния возможных отклонений при строи-
тельстве в размерах, грунтов оснований, точности сборки узлов,
несоответствия принятых нагрузок действительным;
3) несоответствия расчетной модели действительной работе конструк-
ций из-за отсутствия или неполноты норм на проектирование, не-
ясности расчетных схем и фактических условий работы и эксплуа-
тации объекта;
4) отсутствия достаточной информации у проектировщиков о постро-
енных аналогичных конструкциях, решениях их узлов, поведении
при эксплуатации, нормах на проектирование;
5) отсутствия информации о сейсмичности и карстовости района
строительства, возможных при эксплуатации аварийных нагрузках
и особых воздействиях, недостаточных данных о геологическом
строении и физических свойствах грунтов основания;
6) повышенной чувствительности принятой конструктивной схемы к
возможным случайным нагрузкам при строительстве и эксплуата-
ции;
7) недостаточной информации о поведении применяемых строитель-
ных материалов в аналогичных объектах вследствие новизны мате-
риала или особых условий эксплуатации и строительства;
8) неучтенное™ изменения механических и физических свойств мате-
риалов конструкций и оснований со временем;
9) недостаточной апробированности ранее построенных конструкций в
процессе эксплуатации;
10) значительного отличия в большую сторону (пролётов, нагрузок) по
сравнению с существующими .конструкциями;
11) наличия ошибок в расчётах и при конструировании вследствие не-
хватки времени и средств, плохого климата в коллективе;
12) отсутствия достаточного опыта у проектировщиков;
13) внесения недостаточно проработанных изменений в ранее выпол-
ненный проект под давлением заказчика или строительной органи-
зации.
При оценке уровня ответственности сооружения (см. п. 1) можно вы-
делить три класса. Сооружения с пониженным уровнем ответственности:
временные постройки - деревянные, каркасные, щитовые, парники, тепли-
мы, летние павильоны и т. п. Для этих сооружений возможно допустить при
эксплуатации снижение прочности и долговечности отельных конструкций,
Так как отказ этих сооружений не приведёт к большим материальным поте-
55
рям и человеческим жертвам. Сооружения с нормальным уровнем ответст-
венности, для которых не допускается снижения прочности несущих конст-
рукций. Сооружения с повышенным уровнем ответственности, отказы ко-
торых могут привести к тяжёлым экономическим, социальным и экологи-
ческим последствиям: большие резервуары для нефти, театры, стадионы
уникальные сооружения и т.п. Для этих сооружений не допускается сни-
жения прочности и долговечности для всех конструкций. j
Определение вероятности аварии производится на основании анализ^
условий, влияющих на надежность сооружений, используя экспертный
оценки, что не исключает применения расчетных данных или данных на|
турных обследований.
Опросная анкета, на которую анонимно отвечают эксперты, содержи!
ряд оценочных условий, каждое из которых имеет свой удельный вес, с оЯ
щей суммой всех условий, равной 1 (см. табл. 1.9 примера расчета). |
В таблице 1.9 приведены типовые условия анализа надежности конст!
рукций сооружения при проектировании. |
При необходимости число условий может быть дополнено или измена
но. 1
Рис. 1.17. Шедовое покрытие меланжевого комбината:
а - фасад; б - разрез 1-1; 1 - колонна; 2 - крайний бортовой элемент; 3 - затяжю
диафрагмы; 4 - подвеска; 5 - средний бортовой элемент; 6 - оболочка; 7 - арка да
фрагмы
56
к
Каждое условие надёжности оценивается по балльной шкале и имеет 5
вариантов ответа: 1 (очень слабая уверенность), 2 (слабая уверенность), 3
(средняя уверенность), 4 (большая уверенность), 5 (очень большая уверен-
ность).
Условную надежность здания или сооружения 3 определяют по фор-
муле j3=—, где Р, - удельная оценка надежности, получаемая умножением
удельного веса условия на оценку в баллах.
Полученные значения 3 для сооружения сравнивают со шкалой оценок
надежности (см. табл. 1.8).
При значениях условной надёжности 0,6 и менее назначаются допол-
нительные меры по проверке качества проектирования.
Таблица 1.8
Шкала оценок надежности и вероятности аварии сооружений при эксперт-
ных оценках
Условная на- дежность Р Вероятность (частота) аварии в год Словесная шкала оцен- ки надежности
1 10“° Хорошая
0,8 10*’ У довлетворительная
0,6 10'4 Неудовлетворительная
0,4 10“J Недопустимая
Хотя определение подверженности сооружений аварии по указанной
выше методике может быть выполнено довольно приблизительно, однако,
преимуществом указанной методики является меньшая зависимость ее от
субъективных оценок.
Для более достоверных оценок надежности сооружения против аварии
их оценку осуществляют несколькими независимыми экспертами.
Пример.
Требуется оценить надежность и вероятность аварии железобетонного
покрытия по исходным данным, описанным в книге Шкинева А.Н. "Аварии
на строительных объектах, их причины и способы предупреждения",
Стройиздат, 1976, стр. 70.
Покрытие было запроектировано в виде монолитных многоволновых
Железобетонных шедовых оболочек двоякой кривизны (рис 1.17). Ячейка
Конструкции представляла собой оболочку положительной кривизны,
°каймлённую четырьмя краевыми элементами, опирающуюся на колонны с
сеткой 12x21 м. Проект покрытия выполнен специализированной органи-
3аПией.
Конструкция шедового покрытия в виде оболочек при довольно зна-
, '•ительной сетке колонн 12x21 м в то время в СССР являлась новой и еще
57
недостаточно изученной. Проверенных способов расчёта таких конструк-
ций не существовало. Практика же показала, что эти конструкции обладаю!
существенным недостатком - прогрессивно разрушаться при потере устой]
чивости одним шедом. Это свойство конструкции авторы проекта не учли
Кроме того принятая конструкция в направлении 12-ти метрового пролёта
допускает образование глубоких (свыше 2,5 м) снеговых мешков, которы!
при отсутствии снеготаялок создают дополнительные нагрузки в направла
нии пролета, не обладающего достаточной пространственной жёсткостью
Расчёт оболочки проектировщиками выполнен без учёта податливости боп
товых элементов и учета совместной работы рамы цеха с оболочкой. 1
Таблица 1.
Экспертная оценка надежности конструкций покрытия здания
Условие надежности Удель- ный вес условия Степень уверенности в условии надёжности Удель- ная надеж- ность (2x3) Обоснование 1 принятого решения !
1 2 3 4 5 1
1. Уровень ответствен- ности сооружения достаточно учтён 0,05 5 0,25 Производственное здание! текстильной промышление! сти I
2. Отклонения в вели- чинах принятых пара- метров и нагрузок хорошо учтены 0,1 1 0,1 Не указывались допуски пд строительстве, анализ их f! проводился. I Не учитывались при проем тировании влияние темпер! турных воздействий, осаде! опор, усадки бетона 1
3. Расчётная модель сооружения соответст- вует действительной работе при условии соблюдения её при строительстве 0,1 1 0,1 Недостаточно разработана методика расчёта
4. Количество и каче- ство информации об аналогичных конст- рукциях и сооружени- ях, имеющееся в рас- поряжении проекти- ровщиков, является достаточным 0,1 1 0,1 Полностью отсутствовали информация о построеннЯ аналогичных сооружения
58
1 2 3 4 5
5. Имеющаяся инфор- мация относительно случайных опасностей (землетрясения, взры- вы и др.) является достаточной 0,05 2 0,1 Нет данных
6. Конструкции не чувствительны к слу- чайным воздействиям 0,05 2 0,1 Нет данных
7. Материалы в соору- жении опробованы в аналогичных сооруже- ниях 0,05 5 0,25 Достаточно апробированы
8. В расчётах учтены все возможные измене- ния, которые могут возникнуть со време- нем 0,1 2 0,2 Не учтено влияние ползуче- сти и коррозии
9. Форма конструкций хорошо апробирована и испытана в строитель- стве 0,1 1 0,1 Не апробирована
10. В величинах основ- ных параметров конст- рукций нет резких изменений в большую сторону по сравнению с известными эксплуа- тируемыми конструк- циями 0,05 2 0,1 Значительные размеры конструкции
11. В расчётах вероят- ность ошибок незначи- тельная 0,05 2 ' 0,1 Недостаточно разработана методика
12. Проектировщики опытны для подобной работы 0,1 4 0,4 Специализированная органи- зация
*3. При проектирова- нии не вносились вменения в проект под Давлением заказчика —или строителей 0,1 4 0,4 Нет данных
Итого 2=1 2Р = 2,3
59
Р 23
Условная надежность сооружения Я=—=_2_ = 046-
5 5
В соответствии с табл. 1.8 условная надежность 0 = 0,46 < 0,6, что п
ворит о неудовлетворительной надежности запроектированного сооруж<
ния.
В результате допущенных ошибок при проектировании произошло of
рушение ряда оболочек покрытия. Разрушение оболочек началось с дву
крайних шедов. Затем в течении 30 минут авария распространилась дале<
что привело к падению в общей сложности 18 оболочек покрытия. Ochoi
ной причиной обрушения шедового покрытия следует считать то, что koi
струкция покрытия и способы возведения были недостаточно изучены:
расчётном, конструктивном и производственном отношениях. Разрушен^
покрытия носило прогрессивный характер: разрушение одной секции ш<
дового покрытия распространялось на примыкающие пролёты оболочек. ,
Помимо рассмотренной методики оценки надёжности сооружения aid
пертная оценка сооружения может быть выполнена методом парных сра|
нений условий надёжности объекта и аналога [27]. В качестве аналога npi
нимается сооружение, условия надежности которого хорошо известны.
Рассмотрим предлагаемую методику оценки надёжности методом па]
ных сравнений на примере, рассмотренного выше сооружения (см. таа
1.10). В качестве аналога принято покрытие одноэтажного промышленно!
здания, выполненного из сборных железобетонных типовых конструкций.;
Условная надежность сооружения
„ S, _ 0,295
0,705
= 0,41.
В соответствии с табл. 1.8 условная надежность (3 — 0,41 < 0,6 , что
ворит о неудовлетворительной надежности запроектированного соору
ния.
Таблица 1J
Экспертная оценка надежности конструкций покрытия здания методом]
парных сравнений шедового покрытия здания 1
Условие надежности Удель- ный вес условия Исследуемое сооружение Аналог
Степень уверенности в достовер- ности усло- вия Удельщ надёж] КОСТЬ; (2x3>j
Степень уверенности в достовер- ности усло- вия Удельная надёжность (2x3)
1 2 3 4 5 6 1
1. Уровень ответст- венности сооружения достаточно учтён 0,05 0,5 0,025 0,5 0,025 |
60
1 2 3 4 1 s
2. Отклонения в вели- чинах принятых пара- метров и нагрузок хорошо учтены 0,1 0,2 0,02 -IfcJ 0,08 Г
; с :НЗ кйяса я хил дат вм.” ШИ > ц 1
3. Расчётная модель сооружения соответ- ствует действительной работе при условии соблюдения её при строительстве 0,1 0,2 0,02
4. Количество и каче- ство информации об аналогичных конст- рукциях и сооружени- ях, имеющееся в рас- поряжении проекти- ровщиков, является достаточным 0,1 0,1 0,01 0,9 0,09
5. Имеющаяся инфор- мация относительно случайных опасностей (землетрясения, взры- вы и др.) является достаточной 0,5 0,5 0,025 0,5 0,025
6. Конструкции не чувствительны к слу- чайным воздействиям 0,5 0,2 0,01 0,8 0,04
7. Материалы в со- оружении опробованы в аналогичных соору- жениях 0,05 0,5 0,025 0,5 0,025
8. В расчётах учтены все возможные изме- нения, которые могут возникнуть со време- нем 0,1 0,4 0,04 0,6 0,06
У' Форма конструкций хорошо апробирована И испытана в строи- тельстве 0,1 0,1 0,01 0,9 0,09
61
1 2 3 4 5 6
10. В величинах ос- новных параметров конструкций нет рез- ких изменений в большую сторону по сравнению с извест- ными эксплуатируе- мыми конструкциями 0,05 0,4 0,02 0,6 0,03
11. В расчётах вероят- ность ошибок незна- чительная 0,05 0,4 0,02 0,6 0,03
12. Проектировщики опытны для подобной работы 0,1 0,3 0,03 0,7 0,07 1
13. Прн проектирова- нии не вносились из- менения в проект под давлением заказчика илн строителей 0,1 0,4 0,04 0,6 0,06 Я
Итого 2=1 2! = 0,295 = 0.70Я
62
2. ОШИБКИ ПРИ ПРОЕКТИРОВАНИИ
СТРОИТЕЛЬНЫХ КОНСТРУКЦИЙ
2.1. Общие причины ошибок
Повреждения сооружений могут быть вызваны неудачно принятыми в
процессе проектирования как конструктивными решениями самого соору-
жения, так и его отдельных конструкций.
В процессе проектирования может преобладать мнение о надёжности
принятых конструктивных решений (что обычно характерно для малоопыт-
ных проектировщиков) или может быть сомнение в наличии ошибок в кон-
струкциях проекта.
В первом случае такая уверенность базируется на отсутствии ошибок,
так как конструктивные решения хорошо отработаны предыдущими проек-
тами, а расчеты выполнены на компьютере. Однако, в этом случае ошибки
возможны вследствие недоучёта ряда «мелочей», на которые при проекти-
ровании мало обращали внимание.
Ошибки при проектировании конструкций могут привести к следую-
щим последствиям:
- недостаточной прочности конструкции и сооружения в целом;
- затруднению в эксплуатации сооружения вследствие недопустимых
прогибов, трещин, колебаний, промерзания и увлажнения ограж-
дающих конструкций, повышенной звуко- и теплопроводности и пр.;
- недостаточной долговечности конструкций вследствие коррозии ма-
териалов, низкой их морозостойкости и др.;
- принятию нерациональных конструкций (например, создания «мёрт-
вых» зон за счёт большой высоты конструкции покрытия или частой
сетки колонн, трудностей в качественном изготовлении и ремонте
построенных конструкций, больших эксплуатационных расходах по
содержанию конструкций).
При решении любой технической задачи в первую очередь необходимо
оценивать и проверить достоверность основных исходных данных и соот-
ветствие технических предпосылок действительным условиям. Разработчи-
ку проекта сооружения необходимо побывать на строительной площадке
объекта.
Так, при разработке проекта надстройки мансарды над существующим
зданием в Москве проектировщики руководствовались материалами обме-
Р°в, выполненных сторонней организацией. Несущие конструкции покры-
, тия мансарды были запроектированы в виде ломаных стальных ригелей
t Двутаврового сечения пролётом 14 м с опиранием их на существующие
I Дродольные несущие стены. Стальные конструкции покрытия были изго-
|?°Влены на заводе металлических конструкций и доставлены на объект
врРоительства для их монтажа.
63
При монтаже ригелей выяснилось, что их размеры по длине оказание
короче требуемых на 25 см и они «проваливались» между стенами. На и
правление допущенной ошибки проектировщиков потребовались знач
тельные материальные затраты. Ошибка возникла вследствие того, что пр
ектировщик лично не проконтролировал генеральные размеры в нату]
разрабатываемых им ответственных несущих конструкций ригелей и дов
рился недобросовестно проведенным обмерам сторонней организации.
Во втором случае, когда у проектировщика имеются сомнения в н
дёжности разработанного им конструктивного решения вследствие: непо,
ноты исходных данных, новизны конструктивного решения, неясности де
ствительной работы конструкций и сооружения в целом, отсутствия дост
точного опыта на проектирование, а также недостатка времени при прое
тировании, необходимо осуществлять дополнительный контроль качест
проектирования.
В этом случае по принятому конструктивному решению желатель
получить заключение опытного независимого специалиста, проанализи]
вать возможное влияние неблагоприятных факторов, ознакомиться с а
риями и повреждениями аналогичных сооружений и в случае необходим
сти провести экспериментальные исследования.
На рис. 2.1 показана схема возможных ошибок при проектировав
конструкций.
Рис. 2.1. Схема возможных ошибок при проектировании
64
При принятии общего конструктивного решения сооружения, помимо
самих конструктивных требований, нужно учитывать возможные трудности
с изготовлением конструкции, доступность наблюдения за её техническим
состоянием, приспособленность к ремонту.
Новые архитектурные формы сооружения должны учитываться при
выборе и проработке конструктивных решений, для чего проводится пред-
варительный их экономический анализ.
Неучёт экологических требований может повлечь загрязнение окру-
жающей внешней среды. Например, утечки нефтепропродуктов из резер-
вуаров потребуют в дальнейшем проведения дополнительных дорогостоя-
щих мероприятий по усилению конструкций. Попадание внешних сточных
или загрязнённых вод в очистные сооружения для чистой воды может при-
вести к серьёзным последствиям и остановке сооружений.
Непродуманность конструктивного решения в части осмотра конст-
рукций и ремонта, что особенно важно при воздействии агрессивных сред,
может привести к усложнению их эксплуатации.
Автором в 1990 году производилось обследование двухъярусных эста-
кад технологических трубопроводов на Новгородском химическом комби-
нате. Эстакады представляли из себя сооружение с железобетонными и
стальными опорами и стальными пролётными строениями в виде тяжёлых
ферм, на верхних и нижних поясах которых располагались на многоярус-
ных стальных траверсах около 200 различных труб и кабелей, тем самым
заполняя всё пространство между спаренными фермами пролётного строе-
ния.
Рис. 2.2. Сквозное разрушение от коррозии нижнего пояса фермы пролётного
строения эстакады в г. Новгороде
3 Ошибки проектирования
65
Вследствие воздействия сильной агрессивной внешней среды, несмот-1
ря на принятую в проекте антикоррозионную защиту, происходила интен-1
сивная коррозия стальных конструкций и пролётные строения через 7 - 10|
лет с момента постройки пришли в аварийное состояние (рис. 2.2). Ввиду!
плотного расположения на конструкциях пролётных строений трубопрово-|
дов, отключение которых для проведения ремонта было невозможно из-зм
остановки производства, ремонт пролётных строений эстакады оказался
невозможным и было принято решение о строительстве параллельно новом
эстакады с постепенной перекладкой туда существующих трубопроводов я
кабелей. Я
Наиболее общими причинами повреждений сооружений с конструкя
циями из различных видов материалов были: I
- недостаточное исследование геологических и гидрогеологических усв
ловий площадки строительства. Изменение этих условий со время
нем; Я
- неудачные конструктивные схемы сооружения, конструкции и узлЯ
сопряжения конструкций;
- ошибки в расчётах и конструировании; я
- недостаточное обеспечение жёсткости и устойчивости сооружения; я
- изменение первоначально принятого проектного решения в хо»
строительства без его детальной проработки; Я
- недостаточная деталировка чертежей ответственных узлов несущ»
конструкций, их небрежное оформление, мелкий масштаб чертеже!»
- отсутствие указаний в чертежах требований к материалам и консЯ
рукциям, условиям производства работ в зимнее время, условшЯ
эксплуатации сооружения. Я
Частой ошибкой являются недостаточные сведения при просктировЯ
нии о грунтах строительной площадки, вызванные недостаточным коли*»
ством геологических скважин (число геологических скважин должно бы»
как правило, не менее 3), использование для проектирования геологическ»
изысканий со сроком давности более 2-х лет, отсутствие данных о гидр»
геологических условиях площадки. При разработке проекта принимал»
уровень грунтовых вод, найденный в момент изысканий и не учитывался
возможное повышение уровня грунтовых вод со временем. »
При проектировании не всегда учитываются возможные действите^Я
ные нагрузки на конструкции при строительстве и эксплуатации. »
Многие аварии вызваны были следующими причинами: ^Я
- значительными местными перегрузками во время монтажа констр^Я
ций: поддонами с кирпичом, бадьями с бетоном, ёмкостями с бйМ
мом и т. п., на которые они не были рассчитаны. Проекты орган^И
ции работ при строительстве не увязаны с несущей способностей
конструкций. Для устранения этого недостатка в конструктивней
разделе должны быть обязательно указаны расчётные нагрузкй^Я
покрытие и перекрытия при монтаже; ;^Я
66
- незакрепление при монтаже конструкций или крепление их на при-
хватках, в результате чего происходит падение конструкций из-за
случайного зацепления краном, удара другой конструкции при мон-
таже. Наличие ударных нагрузок от падающей конструкции часто
приводит к обрушению всего сооружения. Частой ошибкой была не-
установка монтажных связей по колоннам на время монтажа;
- неучёт в полной мере при проектировании возможных отклонений
конструкций при изготовлении и монтаже. В этом случае особенно
опасно недостаточное опирание строительных конструкций, недос-
таточная анкеровка арматуры железобетонных конструкций, приме-
нение кустарных решений при ликвидации допущенных отклонений
при монтаже без должного обоснования и расчета;
- фактическое завышение нагрузок против проектных: от собственного
веса железобетонных конструкций (толщин полок плит), от насыпно-
го утеплителя вследствие увеличения его толщины и намокания уте-
плителя при протечках, от увеличения толщин стяжки и полов и т.п.;
- при разработке проектов недостаточно полностью учитывалась дей-
ствительная работа сооружения. Часто физико-механические харак-
теристики грунтов для сооружений, работающих на давление грунта,
устанавливались не на основе лабораторных исследований, а по
справочным данным, не учитывалась возможность их увлажнения,
повышение уровня грунтовых вод. Не всегда принималась во внима-
ние вероятность увеличения нагрузок за счёт отложения пыли, сне-
говых мешков, наледей от паросодержащих выбросов технологиче-
ских установок, коррозии от выделения агрессивных газов от распо-
ложенных рядом сооружений.
Неправильный учёт снеговой нагрузки в ендовах кровель, в местах пе-
репада высот покрытия приводит к большим отклонениям фактических
нагрузок от принятых.
Так, при расчёте трёхпролётного производственного здания с норма-
тивной временной снеговой нагрузкой на покрытие 100 кгс/м2, принятой
проектировщиком, фактическая снегрвая нагрузка, замеренная в месте пе-
репада высот, составляла 600 кгс/м2, что привело к разрушению прогонов и
фермы покрытия.
Не следует также забывать о возможности неравномерного загруже-
ния покрытия снеговой нагрузкой при её удалении во время чистки.
В Москве в 2004 г. произошло разрушение навеса над стоянкой авто-
мобилей (рис. 2.3). Навес был спроектирован и изготовлен из стальных кон-
струкций австрийской строительной фирмой, имеющей опыт строительства
аналогичных навесов в других странах мира. Разрушение произошло от
Неравномерной снеговой нагрузки в виде снеговых мешков, на которую
конструкции навеса не были рассчитаны при проектировании.
67
Рис. 2.3. Разрушение навеса над автостоянкой в г. Москве
В проекте должно быть обязательно отражено обеспечение устойчиво
ста строительных конструкций как в стадии строительства на различны
этапах возведения конструкций, в том числе и при зимнем способе ведени
работ, так и в стадии эксплуатации всего сооружения.
Для обеспечения удобного монтажа предусматривают соответствую
щие допуски размеров элементов и их монтажа, от которых зависит велй
чина максимального и минимального зазоров в узлах, точность исполнени
сопряжения. Не имея указанных допусков строители их выполняли с npd
извольными отклонениями.
Основными недостатками, приводящими к увлажнению строительны
конструкций, является недостаточный угол наклона скатов кровли; не
большой диаметр водосточных желобов и труб, недостаточные уклоны по
доконных сливов и пр. При устройстве кровли с уклоном менее 16° стал
ная кровля должна выполняться с двойными лежачими фальцами, что не
обходимо отразить в проектной документации. I
В настоящее время многие проекты, в том числе ответственных соор!
жений, рассчитываются и конструируются одним только лицом при отсу|
ствии других проверяющих. Между тем в ответственных проектах мета
контрольной проверки совершенно необходим. I
Инженер-проектировщик должен работать с большой точностью и а|
куратностью. j
Проект должен быть не только конструктивно грамотно решён, но пД
вильно и наглядно оформлен, должен быть ясен и точен во всех своих дет|
лях, поскольку он является основным документом, по которому констря
ция возводится в натуре. I
Проекты, выпускаемые на строительство даже крупными проектным
организациями, зачастую имеют неправильное оформление. Я
68 |
Небрежное оформление проектов прежде всего заключается в непра-
вильном расположении на чертеже отдельных проекций, неудачно выбран-
ных масштабах, несогласованности размеров и цифровых данных по конст-
руктивным схемам, в деталях и в спецификациях, в отсутствии необходи-
мых контрольных размеров, расчётных схем конструкций, принятых нагру-
зок, пояснений по изготовлению и монтажу конструкций. Чертежи конст-
рукций, выполненные на компьютерах, часто изображены одной толщиной
линий и имеют мелкий масштаб, что затрудняет их чтение.
Неприемлемой в настоящее время также является практика, заимство-
ванная из советского периода, когда на конструктивных схемах сооружения
приводятся номера узлов со ссылкой на номера узлов типового проекта, а
сами решения узлов конструкций не приводятся в проекте.
Здесь следует иметь в виду, что получение многих типовых проектов в
настоящее время является проблемным. Кроме того, имея даже типовой
проект, на стройке разобраться и правильно выбрать нужный узел требует-
ся время, упущенное для выполнения других работ.
При экспертизе чертежей проектов строительных организаций одного
из районов страны были отмечены следующие дефекты:
- на чертежах фундаментов из блоков не показаны отверстия для про-
пуска коммуникаций, не указана марка бетона по морозостойкости и
водонепроницаемости для фундаментных блоков;
- плохо оговорены допуски по устройству свай и свайных ростверков,
не предусмотрена щебёночная подушка или зазор между низом ро-
стверка и грунтом около 10 см для погашения морозного пучения, не
даны указания о выполнении стыков арматурных каркасов по длине
ростверка;
- не предусмотрена горизонтальная гидроизоляция между кирпичной
кладкой и бетонными конструкциями ниже отметки 0,000 м;
- не оговорены типы сварных швов;
- неправильно расположены материалы конструкции стен по сечению:
более плотные материалы расположены со стороны холодного воз-
духа, а менее плотные со стороны тёплого;
- не указана антикоррозионная защита материалов и антисептирование
древесины;
- не приведены указания по выполнению кирпичной кладки. Не огово-
рены: марка кирпича, марка раствора, тип кладки, оформление швов;
- применена цементная стяжка толщиной более 30 мм без её армирова-
ния сеткой;
- имеется поверхностная проработка или отсутствие ряда узлов, сече-
ний. Нет указаний по производству работ.
В настоящее время проектным организациям при проектировании
приходится иметь дело с различными видами строительных конструкций и
сооружений, что в условиях ограниченности времени на разработку проекта
вызывает осложнения с проведением сложных расчётов конструкций.
69
Например, при расчёте большого фундамента под аэродинамическук
трубу в г. Жуковском Московской области, вместо сложного динамическо-
го расчёта, фундамент был запроектирован на основании его статической
расчёта, но с 10-кратным запасом прочности.
Хотя для многих строительных конструкций разработаны программь
расчётов на ЭВМ, однако, они также требуют достаточного времени на ос
воение и зачастую не используются при их разовом применении.
В этом случае причиной ошибок может послужить методическая недо
работанность норм проектирования и сложность их для практического ис-
пользования. Ряд расчётов строительных конструкций по современные
нормам, например, железобетонных конструкций, усложнены изобилие!
примечаний, оговорок, применением сложных эмпирических формул, трс
бующих изучения значительной части текста перед их применением.
Эт
вынуждает проектировщиков использовать более простые расчёты, ч"
приводит к перерасходу материалов, а иногда и неправильной оценке н
пряжённого состояния конструкции.
2.2. Основания и фундаменты
Наиболее часто повреждения сооружений происходят из-за ошибок
проектировании оснований и фундаментов.
Фундаменты представляют собой часть сооружения, расположенно!
ниже поверхности земли и предназначены для передачи нагрузок от соор
жения на основание. Основанием считается массив грунта, воспринимав
щий передаваемую на него нагрузку от сооружения.
Под воздействием нагрузок от сооружения основание деформируете
Эти деформации вызывают дополнительные усилия в конструкциях само
сооружения. Чем меньше и чем равномернее деформируется основание, т
меньше будут дополнительные усилия в конструкциях самого сооружение
Старинное правило гласит: не экономить на фундаментах. Дело в тс
что ошибки, допущенные при проектировании фундаментов, бывает труд
и дорого исправлять. Кроме того, от надёжности фундаментов зависит !
дёжность всех остальных конструкций сооружения.
Основной ошибкой, допускаемой при проектировании, является об]
зование недопустимых деформаций грунта основания, вызывающих пов]
ждения сооружения. Это проявляется в значительных осадках, крен
сдвигах, появлении трещин в несущих конструкциях, обрушении соору:
ния.
Другой причиной ошибок, допускаемой проектировщиками, являе
неправильный выбор конструкции фундамента или неверное заложи
подошвы фундамента.
Наиболее опасна неравномерная осадка сооружения.
При равномерной осадке сооружения происходит смещение соор;
ния по вертикали, что может повлиять только на подводимые к соор]
70
нию коммуникации. Известны случаи, когда равномерная осадка сооруже-
ния составляла десятки сантиметров и они нормально эксплуатировались.
Потребовалось лишь переложить канализационные трубы, в связи с тем,
что они получили обратный уклон.
Образование неравномерных осадок фундаментов может быть вызвано
изменением физических характеристик грунта от его увлажнения, неодно-
родностью залегающих грунтов под сооружением, значительной разницей
напряжений под подошвами фундаментов, пучением грунтов, влиянием
напряжённого состояния от нагрузки строящихся поблизости сооружений
или устройства вблизи котлованов.
Имеют место также ошибки, при которых в ходе проектирования не
учитываются происходящие под воздействием внешних причин изменения
несущей способности основания.
Такие изменения возникают при увлажнении или размыве грунтовыми
водами основания под фундаментом.
Увлажнению грунта способствует плохое решение отвода поверхност-
ных вод, отсутствие отмосток у стен здания. Если водосточные трубы у
основания стены здания заканчиваются просто отмётом, то это может при-
вести к местному увлажнению грунта и его просадке. Замачивание проса-
дочных грунтов приводит к неравномерным осадкам фундаментов.
Изменение первоначальных условий вследствие нового строительства
или реконструкции сооружения как: удаление земли с прилегающей к объ-
екту поверхности, устройство каналов или котлованов вблизи фундаментов,
новых сооружений или возникновение новых динамических нагрузок, на-
пример, от движения транспорта, также может привести к повреждениям
существующих зданий.
Часто разные фундаменты зданий имеют сильно отличающиеся между
собой напряжения на грунт под их подошвой, что обычно вызвано приме-
нением в целях унификации фундаментов с одинаковой площадью подош-
вы. Это приводит к разным осадкам стен и колонн, что вызывает образова-
ние трещин в стенах и перекрытиях. Для уменьшения влияния неравномер-
ных осадок целесообразно устраивать замкнутые пояса из армированной
кладки на уровне фундаментов и стен.
По этим же причинам представляет опасность использования сохра-
нившихся фундаментов от старых построек наряду с проектируемыми но-
выми фундаментами.
Часто трещины в стенах здания возникают в результате того, что про-
ектировщики устраивают под какой-то частью здания глубокий подвал и не
отделяют эту часть от бссподвальной при помощи осадочного шва.
Решение вопроса о глубине заложения подошвы фундамента должно
основываться не только на глубине промерзания грунта и несущей способ-
ности грунта под его подошвой, но также и с учётом типа подстилающих
слоёв грунта, наличия потоков подземных вод, возможности размыва грун-
та.
71
Вымывание песчаных грунтов и подсыпок под фундаментами напор
ными грунтовыми водами могут вызвать недопустимую осадку сооруже
ния.
Следует считаться с процессом уплотнения грунтов. С течением вре
мени происходит уплотнение грунтов, особенно под воздействием вибра
ционных нагрузок, что приводит к повреждениям примыканий к основныь
конструкциям.
Так, перегородки в зданиях часто устанавливаются на пол или фунда
менты на насыпных грунтах, что приводит к образованию в них трещин
Поэтому возведение перегородок на первом этаже целесообразно выпол
нять как можно позже, после полного строительства здания, когда в основ
ном произошло затухание осадок фундаментов под капитальными стена!
и колоннами.
Многие ошибки допускаются проектировщиками при строительстве н
насыпных грунтах. Сложность строительства на них обусловлена тем, что
большинстве случаев насыпные грунты представляют собой неоднороднуь
по составу и по свойствам массу, толщина которой нередко изменяется и
простиранию в пределах сооружения.
В Москве на Хорошовском шоссе [1 ] было построено около 60 двух-
трёхэтажных домов на насыпных грунтах. Толщина насыпных грунто!
измерялась от 1 до 12 м, так как это была засыпка старого карьера по добы
че песка. Давность отсыпки насыпных грунтов составляла 30 лет. Проекта
ровщики приняли под зданиями систему ленточных фундаментов на песча
ной подушке толщиной 80 см. Расчётное сопротивление грунта было при
нято 1-1,25 кгс/см2. Однако, для ряда домов конструкции стен зданий был1
приняты без специального усиления. Те дома, в которых были принять
специальные противоосадочные мероприятия: установлены железобетон
ные пояса в стенах и принята армированная кладка, не имели поврежденг
и много лет нормально эксплуатируются, а в зданиях, у которых не бьи
установлены обвязочные пояса, появились трещины в стенах. Трещин
имели раскрытие до 5 см. В трёх зданиях произошло обрушение оконнь
перемычек.
При изысканиях под двухэтажное здание котельной [84] на глуби!
1,5 м был расположен метровый слой насыпных грунтов, представлявцп
из себя смесь строительного и бытового мусора с включением органич
ских осадков. Ниже повсеместно залегали аллювиальные пески, мелкие
средней крупности, плотные толщиной слоя 5 - 8 м. В отношении насы:
ных грунтов в отчёте по инженерно-геологическим изысканиям было отм
чено, что основанием фундаментов они служить не могут.
Однако,
несмо
ря на это в чертежах по привязке подошва плитных фундаментов под kotj
и другое оборудование всё-таки устанавливалась на насыпные грунты.
Через год в кирпичной кладье газоходов в местах примыкания к котл;
появились трещины с раскрытием до 10 мм, вызванные отрывом просевш
72
на 50 мм фундаментов котлов. Фундаменты насосных агрегатов накрени-
лись, а чугунные станины их треснули.
Причиной таких деформаций явилось интенсивное замачивание на-
сыпных грунтов на всю глубину их залегания вследствие утечек из водово-
дов. Это повлекло за собой самоуплотнение насыпных грунтов. Просадке
грунтов основания способствовало и вибрационное воздействие работаю-
щих вблизи котлов плохо отцентрированных насосных агрегатов.
Так ошибка, допущенная при проектировании, стала причиной пре-
кращения эксплуатации котельной.
Наряду с неправильной оценкой свойств грунтов при изысканиях не-
редки случаи, когда оказываются невыявленными сильносжимаемые слои
глинистых и заторфованных грунтов. Оказавшись в основании сооружений
даже за пределами сжимаемой толщи, они могут вызвать длительные во
времени и значительные по величине неравномерные осадки.
В Петрозаводске [84] под пятиэтажный жилой крупнопанельный
дом инженерно-геологические изыскания были проведены не в полном
объёме. Под здание в ходе изысканий были выполнены всего две скважины,
по которым достаточно трудно было установить изменение грунтовых ус-
ловий по длине здания.
В результате допущенной ошибки при оценке грунтового основания в
здании возникли следующие деформации: раскрытие вертикальных швов
между панелями стен 1 см и более, трещины в стеновых панелях 2 мм и
более, в том числе и сквозные, опускание лестничных площадок, раскрытие
швов между наружными панелями стен и внутренним каркасом, а также
между панелями перекрытий и стен. Наибольшие деформации наблюдались
у угла здания, где имелась прослойка слабого глинистого грунта.
Подобные случаи деформаций нередки. При проведении геологиче-
ских изысканий под подобные здания необходимо бурить не менее четырёх
геолого-разведочных скважин по углам здания и одной скважины в центре.
Минимальное количество скважин должно быть не менее трёх.
В практике изыскательских работ для жилых зданий средней этажно-
сти глубина разведочных скважин обычно не превышает 8-10 м. Это счита-
ется достаточным для того, чтобы охарактеризовать свойства грунтов и
провести необходимые расчёты основания и фундаментов. Такой подход не
оправдал себя при проектировании сооружений на заторфованных террито-
риях, которые имеют в составе грунтовых слоёв растительные остатки.
Так, через год после сдачи в эксплуатацию трёхэтажное кирпичное
здание стало претерпевать возрастающие во времени неравномерные осад-
ки [84]. Изучениё технической документации показало, что в основании
здания залегает мощная толща моренных тугопластичных слабосжимае-
мых суглинков с величиной расчётного сопротивления 2 кгс/см2. Фактиче-
ское напряжение по подошве фундаментов не превышало 1,8 кгс/см2.
Качество выполненных конструкций сомнений не вызывало. Вместе с
тем рост осадок здания продолжался, поэтому было принято решение про-
73
вести дополнительное инженерно-геологическое исследование. Пробури
скважину глубиной
15
м (ранее глубина скважин не превышала 8 м),
обна
ружили линзу неразложившегося торфа толщиной 6 м,
широко
развитую
плане. Невыявленное на стадии изыскания наличие сильносжимаемоп
грунта и было причиной деформаций здания.
Другой ошибкой является наличие под
личной сжимаемости.
сооружением основания раз
Характерный пример этого случая описан в работе
тельстве водолечебницы в Пештэржебете в Венгрии.
[83]
при строи
в
а - характер грунтов под зданием (разрез 1-1); б - график осадок в плане здания; в -
график осадок во времени; 1 - кровля известняка; 2 - глина с органикой; 3 - песок
пылеватый
74
Здание Т-образное в плане опирается на ленточные фундаменты, за-
ложенные до глубины промерзания в толще начинающегося от самой по-
верхности плотного песчаного гравелистого грунта с включением пылева-
тых частиц. Однако контрольным бурением было установлено, что этот
верхний несущий пласт имеет мощность всего 1,2 - 1,8 м и подстилается
сравнительно тонким , содержащим органику, слоем глины и ила, толщина
• которого изменяется в пределах от 10 до 90 см. Под этим слоем находится
пласт известняка толщиной не менее 7 м (рис. 2.4). Таким образом, пласт
известняка, который следует принять за жёсткий, залегает от поверхности
на различной глубине от 1,5 до 2,5 м.
Осадка, в основном, зависит от свойств слоя сильно сжимающейся
глины с органическими примесями, обладающей большой влажностью,
приближающейся к пределу текучести, и высоким коэффициентом порис-
тости больше 1. Грунтовые воды находятся неглубоко, вода встречается
уже на глубине 1,5 м от поверхности.
Первоначально в проекте правильно предусматривалось заглубление
фундаментов до кровли известняка. Однако, из-за трудностей с водоотли-
вом, а также уступая просьбе строительной организации, проектировщики
согласились на то, чтобы ленточные фундаменты были расположены на
верхнем слое грунта, обладающего хорошими свойствами. Расчётное со-
противление грунта было принято 2 кгс/см2, а глубина заложения опреде-
лена с учётом глубины промерзания грунта.
Уже через два года с начала эксплуатации в здании появились трещи-
ны, нарастающие с течением времени. Они были сначала обнаружены в
районе скважин 1, 2 и 10 и имели размеры в несколько сантиметров. Про-
изошёл также отрыв перегородок от капитальных стен.
Контрольным расчётом было установлено, что напряжение на глину,
содержащую органику, составляло 1,5 кгс/см2. Это во много раз превышало
ее несущую способность и повлекло за собой значительное сжатие грунта.
Такое давление превышало также и прочность грунта и поэтому, возможно,
происходило выпирание грунта из-под фундамента и вследствие значи-
тельного коэффициента пористости находящиеся по бокам частицы от сжа-
тия легко подвергались уплотнению.
В конечном счёте нагрузка приходится на жёсткий пласт известняка.
Так как он залегает на различной глубине, то осадка верхних сильно сжи-
маемых слоёв имела переменную величину.
Причина появления деформаций в виде трещин объясняется именно
неоднородностью условий опирания фундаментов здания. Так, в точке А
(ел/, рис. 2.4) здание имеет прочное опирание, а в направлении узкого крыла
(точка С) происходила большая осадка.
Деформации в\мм, происшедшие с момента их наблюдения, показаны
на плане здания в Диде линий равных осадок. К сожалению, они не дают
полной картины хода осадки здания, так как деформации протекали в тече-
ние первых двух лет эксплуатации, когда их измерения еще не производи-
75
лись. Можно предположить, что величина осадки в первые годы во мной
раз превышала измеренную в течение обследования, а величина полно!
осадки составит 9 см.
Из приведенного графика осадки во времени за период наблюдени:
(рис. 2.4, в) видно, что даже после трёх лет эксплуатации не наступило ста
билизации осадки, а процесс стабилизации займёт не менее 4- 5 лет.
Очень часто проектом предусматривается устройство песчаной подуш
ки под подошвами фундаментов. Рыхлая, неравномерно уплотнённая пес
чаная подушка вызывает неравномерную осадку фундаментов. Кроме того
при наличии напорных грунтовых вод под подошвой фундаментов имеете;
опасность вымывания песчаной подушки. В этом случае вместо песчаны;
подушек следует применять щебёночные подушки или отказаться от уст
ройства подушек вовсе, произведя опирание фундаментов на коренно
грунт.
При проектировании конструкторы должны учитывать, что в процесс
строительства может произойти замачивание грунтов основания, и должн
при расчете фундаментов принять меры по обеспечению устойчивое!
фундаментов даже при аварийном попадании воды.
В случае наличия грунтовых вод при устройстве котлована под фунд
менты рекомендуется использовать старый метод по сохранению глин
стых грунтов от размягчения в период котлованных работ. Для этого на д!
котлована оставляют слой грунта толщиной 20-50 см, который удаляй
непосредственно перед возведением фундамента и на той площади, на к
торой будут бетонироваться фундаменты.
Повреждения сооружений могут происходить также из-за пучен!
грунтов. Пучение грунтов происходит при замерзании влаги в грунта
склонных к пучениям. Это приводит к увеличению объема грунта и подъ
му вследствие этого сооружения. Поскольку грунты в пределах сооружен!
обычно имеют неоднородную способность к увеличению объема, это пр;
водит к разности осадок различных частей сооружения, образованию тр
щин в стенах и даже разрушению. С наступлением теплой погоды наблюд
ется обратный процесс. Однако вследствие подвижки грунта сооружение I
приходит в первоначальное состояние до начала деформации от пучения.
Автор в течение ряда лет наблюдал деформации двух построенны
зданий под действием сил пучения.
Первое временное деревянное здание было выполнено каркасным I
деревянных конструкций. Фундаменты были приняты из деревянных свай с
заглублением в грунт порядка 1 м. Грунты в месте строительства были
илистые водонасыщенные, подстилаемые глинами. Зимой здание не экс-
плуатировалось.
В первый же год эксплуатации весной было обнаружено, что ряд свай
приподнялся на 10... 15 см, вызывая тем самым неравномерный перекос
дома. Летом после оттаивания грунта произошло незначительное опускание
выпертых деревянных свай. Невозвращение свай при оттаивании на перво-
76
начальное место объясняется тем, что произошло частичное осыпание
грунта в скважины при их выпирании. После этого здание было выправлено
за счет отпиливания выдвинутых голов свай в одном уровне. На следующий
год весной картина повторилась. Отпиленные сваи вновь выдвинулись за
счет пучения на 20...30 см, произведя вновь перекос дома.
Для изучения причины выпирания свай, выпертые сваи были раскопа-
ны. Под дном выпертых свай были обнаружены цилиндрические по диа-
метру скважины линзы льда толщиной порядка 20 см, которые выпирали
сваю. Образование указанных линз было вызвано заполнением водой по-
лости под дном сваи и её замерзанием.
Для другого двухэтажного деревянного здания, расположенного на том
же участке, фундамент был выполнен следующим образом. Непосредствен-
но на растительном слое грунта была устроена песчаная подушка толщиной
30...50 см, равная по площади дому. На ней сверху были изготовлены же-
лезобетонные ленточные фундаменты толщиной 20 см в виде перекрест-
ных лент шириной 40 см по контуру здания и в его середине. На ленточные
Рис. 2.5. Фундаменты на пучинистых грунтах:
а - неблагоприятная форма фундамента; б - благоприятная форма: в - рекомендуе-
мый фундамент для лёгкого одно-двухэтажного здания; 1 - фундамент; 2 - силы от
пучения грунта; 3 - ленточный фундамент; 4 - арматурный каркас; 5 - песчаная
подушка; 6 - дерновый слой грунта; 7 - отмостка
77
фундаменты в местах их пересечений опирались железобетонные столбы;
высотой 1 м, на которых располагалось само здание. Между бетонными
столбами имелась деревянная забутка.
При эксплуатации дома в течение 20 лет каких-либо повреждений
доме замечено не было. В весенний период каждый год с южной сторон!
здания между подошвой фундамента и грунтом раскрывался зазор около
см, который летом закрывался. Это объясняется тем, что весной с южно!
стороны благодаря раннему прогреванию почвы происходило оттаивани
грунта основания и грунт осаживался, в то время как с северной сторонь
грунт был в замерзшем состоянии. Благодаря наличию жесткого ленточно
го фундамента в виде перекрестных лент и жесткости самого здания проис
ходило выравнивание осадок в весенний период и в здании не наблюдалос;
никаких видимых деформаций.
Пучение грунтов особенно проявляется в лёгких зданиях. С цель»
уменьшения влияния сил пучения рекомендуется применять конструкц!
фундаментов, приведенные на рис. 2.5.
Случаи недостаточной прочности фундаментов из-за ошибок проекта
рования довольно редки. В строительной практике отмечены случаи про
давливания колоннами плитной части фундамента стаканного типа вслед
ствие малой заделки колонны в фундаменте, а также ленточных фундамен
тов и ростверков из-за неправильных их расчётов.
В Московской области в 2004 г. было запроектировано здание город
ского суда. Здание 4-х этажное с подвалом размером в плане 53,5x36 м, вы
сотой 12,4 м.
Стены здания несущие толщиной 38...51 см с расстояниями в осях ме
жду стенами 6 м. Наружные стены здания утепленные, общей толщиной (
см.
Перекрытия приняты из сборных железобетонных пустотных пли
опирающихся в основном на поперечные стены. Перекрытия рассчитаны 1
нормативные временные нагрузки 250...400 кгс/м2.
Основанием фундаментов здания являлись мягкопластичные и туг
пластичные суглинки, опесчаненные с прослоями песка. Расчетное сопр
тивление грунтов основания 3,4 кгс/см2. Уровень грунтовых вод на 1,5
ниже подошвы фундаментов.
Первоначально фундаменты проектировщиком были рассчитаны в в:
де железобетонных монолитных лент толщиной 40 см, шириной 2 м, <
стенами в подвальной части из сборных бетонных блоков толщиной 40 и
см.
В дальнейшем по просьбе заказчика для увеличения надежности зд:
ния монолитные ленточные фундаменты были заменены проектировщике
на сплошную фундаментную плиту толщиной 40 см с арматурной сеткой i
5 стержней диаметром 18AIII на погонный метр длины, расположенной
нижней зоне с защитным слоем сверху 27 см.
78
При возведении третьего этажа здания в фундаментной плите вверху
посередине пролета между несущими стенами образовались трещины с ши-
риной раскрытия 0,3...0,5 мм. Трещины с плиты распространились на кир-
пичные стены здания. После этого строительство здания было прекращено
и заказчик потребовал усиления здания.
Причиной повреждения явилась недостаточная несущая способность
фундаментной плиты в середине пролета между стенами, которая была
законструирована без расчета. Поскольку расчетная схема фундамента из-
менилась, в середине между стенами в фундаментной плите возникли
большие изгибающие моменты и несущая способность плиты в этих местах
оказалась заниженной в 2 раза, что не было учтено проектировщиком.
Помимо этого по конструктивным соображениям толщина защитного
слоя бетона над рабочей арматурой в растянутой зоне не должна превышать
5 см. При принятой толщине плиты 40 см и ее расчетной схеме армирова-
ние должно было быть двойным в виде верхней и нижней сетки, а не оди-
ночным, как принято в проекте со смещением сетки к подошве плиты.
Часто большие неприятности доставляют ошибки, допущенные в про-
екте в размерах при разбивке гнёзд для анкерных болтов в фундаментах для
оборудования.
Так, при проектировании монолитного железобетонного фундамента
под станок были допущены ошибки в размерах расстановки в плане анкер-
ных болтов. Когда фундамент был изготовлен и строители приступили к
монтажу станка, отверстия в станине станка под анкерные болты не совпа-
ли с колодцами под анкерными болтами в фундаменте.
Для ликвидации допущенной ошибки проектирования было принято
решение по усилению путём приварки анкерных болтов к стальной плите
толщиной 14 мм, которая в свою очередь крепилась с помощью анкеров в
существующих колодцах железобетонного фундамента.
2.3. Железобетонные конструкции
Ошибки при проектировании железобетонных конструкций могут быть
вызваны неудачными решениями узлов конструкций, неправильным арми-
рованием, неудачно выбранными классами и марками бетона и арматуры,
недостаточным обеспечением устойчивости конструкций, неучётом воз-
можной коррозии бетона, неполным отображением узлов в чертежах и от-
сутствием указаний по сооружению конструкций.
При проектировании конструкций нужно обеспечивать прочность так,
чтобы разрушение элементов конструкции было пластичным, но не хруп-
ким. Это достигается применением пластичных сталей, соблюдением ми-
нимального и максимального процентов армирования. Для сжатых элемен-
тов и при расчёте по наклонному сечению следует предусматривать боль-
ший запас прочности.
79
Для сборных железобетонных конструкций ошибки возникают при
проектировании узлов.
В зданиях со стенами из крупных панелей наиболее ненадёжными яв»
ляются стыки панелей.
Аварии крупнопанельных домов показали, что в случае локальногс
воздействия (взрыв бытового газа) может произойти цепное разрушение
здания. В связи с этим действующие в настоящее время нормы требуют
чтобы локальные разрушения отдельных конструкций не приводили к об
рушению соседних конструкций, на которые передаётся нагрузка от повре
ждённых элементов. Анкеровка закладных деталей и сварных соединен^
связей должна быть рассчитана на усилие в 1,5 раза больше, чем сам1
связь. Отдельные плиты междуэтажных перекрытий должны быть объеди
пены в единый диск с помощью связей, работающих в плоскости перекры
тия на растяжение и сдвиг. Горизонтальные стыки между перекрытиями 1
стенами проверяются расчётами на растяжение и сдвиг.
При строительстве панельных жилых домов по серии 1-335 [12] был
принята конструктивная схема здания с неполным каркасом: внутренни
железобетонный каркас и несущие панели наружных стен длиной 2,6 и 3,
м. Внутренний каркас состоял из железобетонных колонн высотой на оди
этаж, установленных по продольной оси здания с шагом, равным размер
комнат и прогонов, опирающихся на колонны и панели наружных стен. П
прогонам укладывались перекрытия из плоских железобетонных плит тол
щиной 10 см. В качестве несущих продольных стен были применены двух
слойные панели вместо однослойных.
Первоначально предполагалось, что двухслойные панели, состоящи
из тонкой железобетонной ребристой плиты и слоя пенобетона, замен»
дефицитные теплоизоляционные материалы.
Однако, как показала практика эксплуатации здания, неавтоклавный
пенобетон оказался малопригодным из-за низкой механической прочности,
слабого сцепления с внутренней поверхностью железобетонной ребристой
панели и большой гигроскопичности. На панелях в процессе эксплуатации
появились усадочные трещины, отслоения и разрушения. Существенным
недостатком также оказалось ненадёжное опирание прогонов на наружные
двухслойные стеновые панели, поскольку в этих местах образовывались
мостики холода, способствующие коррозии металлических закладных эле-
ментов сварного соединения.
После обследования многих эксплуатируемых домов было решено от-
казаться от схемы неполного каркаса и производить опирание прогонов на
пристенные колонны. i
В подкрановых балках часто возникает откол полок около мест креп-
ления болтов рельсов. Для предотвращения этих отколов в проекте следует
предусматривать в полках установку замкнутых хомутов. i
В некоторых подкрановых балках с предварительно напряженной эф-
матурой около опор появлялись наклонные трещины от проскальзывания
80
предварительно напряжённой арматуры , что было вызвано из-за недоста-
точного поперечного армирования на опорах.
При использовании тонкостенных плит перекрытий в качестве проход-
ных мостиков над очистными сооружениями аэротенков, происходила со
временем их деформация, сопровождающаяся большими прогибами от пол-
зучести бетона, связанная с его увлажнением. При использовании железо-
бетонных типовых ступеней на открытом воздухе наблюдалось их разру-
шение от размораживания бетона.
В зданиях с мостовыми кранами и напольным транспортом колонны
часто получают повреждения от ударных воздействий, вызывающих скол
защитного слоя и повреждения арматуры. При проектировании колонн для
указанных зданий следует предусматривать их защиту с помощью обойм из
уголковой стали.
Для сборных железобетонных конструкций на стадии проектирования
необходимо придавать им такую форму, чтобы бьша возможность безде-
фектного распалубливания.
Существует правило: для нормального распалубливания железобетон-
ных изделий поверхность опалубки не должна скользить вдоль поверхности
бетона, а должна отходить от неё.
Очень часто типовые узлы сопряжения сборных конструкций имеют
такие узлы, которые в реальных условиях трудно выполнить без дефектов:
соосность выпусков арматуры в стыкуемых железобетонных конструкциях,
совместимость закладных деталей, возникновение температурных дефор-
маций при сварке.
В стыках сборных конструкций (стыки колонн и ригелей, соединяемых
с помощью ванной сварки) следует предусматривать фиксацию арматурных
стержней в проектном положении в виде жёстких связей.
При конструировании железобетонных элементов нередко нарушаются
требования норм по обеспечению анкеровки сжатых и растянутых стерж-
ней, стыков сеток при армировании плит.
Причиной дефектов конструкций может стать перенасыщенность сече-
ний арматурой, вследствие чего происходит плохое их пробетонирование и
в дальнейшем возможная коррозия арматуры. Для предварительно напря-
жённых конструкций с армированием в виде пучков может иметь место
плохое заполнение арматурных каналов раствором.
В полках сборных плит при толщине менее 5 см трудно при изготовле-
нии выполнить арматуру в два слоя. Поэтому в проекте лучше предусмат-
ривать одинарную арматуру и рассчитывать полку как свободно опёртую
плиту без защемления.
При опирании железобетонных балок на кирпичные стены иногда
практикуется устройство бетонных подушек без их армирования, что при-
водило к их разрушению от изгиба.
Заниженная длина опирания сборных плит покрытия на балки или
фермы в каркасных зданиях представляет значительную опасность. При
81
деформировании каркаса от осадок фундаментов, движения мостовых кра-
нов может произойти падение плит и обрушение всего покрытия. Поэтому
недопустимы длины опирания плит покрытия менее 6 см. Аналогично не
допускается длины опирания сборных плит перекрытий на стены менее 9|
см. i
Плиты перекрытий по ширине здания должны быть соединены между
собой анкерами. Швы между плитами должны быть замоноличены бетоном
на мелком щебне, что обеспечивает совместную работу плит и обеспечений
жёсткого диска перекрытия.
При проектировании монолитных железобетонных перекрытий па
стальным балкам необходимо обеспечивать анкеровку верхнего пояса
стальных балок во избежания потери устойчивости сжатого пояса балои
Это достигается приваркой к верхнему поясу стальных анкеров в вида
стержней с шагом около 30 см. Для жилых зданий во избежание зыбкости
перекрытий толщина плит монолитных перекрытий по стальным балкаи
должна быть не менее 10 см. 1
В проектах каркасных зданий для стадии строительства должны бытя
предусмотрены связи по колоннам. Связи должны устанавливаться в пре
цессе монтажа каркаса сразу после установки колонн. Причиной с задеря!
кой установки связей при строительстве может быть отсутствие закладнья
деталей в колоннах. В этом случае должно быть разработано дополнителен
ное крепление связей на хомутах. Стыки сборных железобетонных связв
вых диафрагм должны омоноличиваться сразу после их монтажа. 1
При проектировании монолитных конструкций в проекте необходим!
проработать и отразить вопросы технологии возведения: прочность и жёся
кость опалубки, строительство в зимних условиях, методы укладки бетон!
ухода за бетоном и порядок распалубки.
Недостаточная жёсткость опалубки приведёт к искривлению монолиЯ
ных конструкций, в связи с чем необходимо учитывать прогиб опалуби
под действием свежеуложенного бетона. Я
Распалубка монолитных конструкций должна осуществляться поси
набора прочности бетоном 70% от проектной величины. Распалубку следЯ
ет начинать с крайних пролётов конструкций. Л
Для уменьшения образования трещин при усадке бетона необходим^!
конструкциях предусматривать конструктивную арматуру в виде сетощИ
устройство усадочных швов с последующей их заделкой бетоном. При пр|Ц|
ектировании протяжённых монолитных сооружений не следует забывать
устраивать температурные швы.
Помимо приведенных выше дефектов часто в чертежах конструкций
отсутствуют указания о соединении отдельных стержней с арматурными
каркасами, не указывается как производить соединение плоских каркасор в
пространственные. Предусматривается ручная сварка стержней арматуры
диаметром менее 10 мм. Не указывается ориентировка каркасов относи-
82
тельно верхней и нижней арматуры, не указывается защитный слой бетона
для продольной арматуры и её привязка.
При проектировании сводов и арок частой ошибкой является недоучет
податливости опор, в результате чего в вершинах сводов снизу образуется
трещина вдоль всего свода, происходит подвижка или разрушение опор.
В оболочках покрытий недостаточная жёсткость опорного контура
вследствие отсутствия связей, или неучтённых при расчётах температурных
деформаций может вызвать полное разрушение покрытия. При этом необ-
ходимо предусматривать, чтобы повреждение одной из колонн опорного
контура не приводило к обрушению всего покрытия, а перераспределялось
на другие опорные конструкции.
В г. Коломне в 1994 г. на тепловозостроительном заводе из-за ошибок
в расчёте произошло обрушение покрытия из железобетонных монолитных
цилиндрических коротких оболочек размером 5x27 м. Строительство по-
крытия было осуществлено в 1934 г. Оболочки опирались через бортовые
элементы сплошного сечения на железобетонные колонны. Диафрагмы в
виде железобетонных арок с подвесками сечением верхнего пояса 40x83 см,
нижнего пояса 83x80 см. Толщина плиты оболочки 10 см, стрела подъёма
оболочки - 3,73 м. Бетон оболочки класса В25. Расчётная нагрузка от по-
крытия и расположенных над ним надстроек составляла 1600 кгс/м2.
Как показали проверочные расчёты, несущая способность оболочек в
отношении короткой и длинной стороны на изгиб была обеспечена с двой-
ным запасом прочности, в то время как на действие поперечной силы отно-
сительно длинной стороны несущая способность оказалась заниженной на
40%, что и привело в конечном итоге к их обрушению. По-видимому, при
проектировании расчёты оболочек на поперечную силу не проводились.
Для предотвращения обрушения оставшихся оболочек было принято
решение об усилении диафрагм с помощью натяжных хомутов в зоне опор,
а также уменьшении нагрузок на само покрытие.
При назначении рабочей арматуры в статически неопределимых желе-
зобетонных конструкциях: неразрезных балках, рамах, плитах, оболочках
может возникнуть вопросы об их схемах армирования. При этом могут
быть рассмотрены две схемы армирования.
Первая схема армирования может быть принята на основе расчёта
конструкции в упругой стадии с последующей проверкой несущей способ-
ности конструкции по методу предельного равновесия. Для конструкций,
Для которых данная методика не разработана, расчёт может быть выполнен
по усилиям, взятым из расчёта конструкции как упругой системы, с провер-
кой сечений по предельным состояниям.
Вторая схема армирования может быть принята на основе оптимально-
Го армирования в стадии предельного равновесия конструкции [77, 26] с
Последующими проверками, трещиностойкости и деформативности конст-
рукции. Вторая схема обеспечивает некоторую экономию арматуры, однако
°иа разработана не для всех видов конструкций. Поскольку конструкции
83
при эксплуатации работают в стадии напряжённого состояния близко к уп4
ругой, первая схема предварительного назначения армирования статически
неопределимых конструкций также может считаться достаточно обосноя
ванной. 1
Значительная повреждённость железобетонных конструкций наблюдая
ется при отсутствии их защиты от коррозии вследствие малой толщини
защитного слоя бетона, воздействием агрессивных продуктов, а также ум
лажнением конструкций, находящихся на открытом воздухе. Л
Для конструкций, находящихся в зоне агрессивной среды, следует прея
дусматривать защиту железобетонных конструкций от поражения коррозм
ей. Я
В г. Воскресенске Московской области на химическом комбинате при
проектировании эстакады технологических трубопроводов проходные мос^
тики по верху эстакады были запроектированы из типовых сборных желе-
зобетонных ребристых плит перекрытий с толщиной полки плит 4 см. Пли-
ты имели пролет 6 м и опирались на стальные балки, расположенные ш
стальных пролетных строениях. м
В результате воздействия сильной внешней агрессивной среды с yfl
лажнением поверхности мостиков атмосферными водами, произошла >Я
тенсивная коррозия бетона с оголением арматуры тонких полок плит. ЧерЯ
несколько лет эксплуатации плиты пришли в полную негодность, прохвИ
по ним представлял большую опасность.
При проектировании конструкций сооружений с повышенной ответе
венностью следует предусматривать такие конструкции, при которых пЯ
эксплуатации возможен был контроль за их техническим состоянием. Я
В Москве в 2006 году после 30 лет эксплуатации произошло обрупЯ
ние покрытия Басманного рынка. В результате аварии погибло 66 человЯ
Покрытие рынка представляло из себя вогнутую железобетонную оболочЯ
диаметром 80 м с несущими элементами в виде вант из стальных тросовЯ
момент обрушения (февраль месяц) на оболочку действовала максималь^Я
снеговая нагрузка.
Как показало расследование, основной причиной обрушения покрытия
стала сильная коррозия стальных тросов, составлявшая до 50% сечения.
Хотя причиной аварии признаны недостатки эксплуатации здания, однако
аварии сопутствовали недостатки конструктивного решения в части недос-
тупности контроля за техническим состоянием основных несущих конст-
рукций покрытия - вант и проверки качества работ по их защите от корро-
зии при изготовлении. ।
2.4. Стальные конструкции ( I
- I
Ошибки при проектировании стальных конструкций связаны с не(1ра'|
вильным выбором марок сталей, отсутствием достаточного количества£вя'|
зей, недостаточным обеспечением местной и общей устойчивости койст'и
84
рукций, неправильным определением действующих нагрузок, неудачным
конструированием узлов соединения конструкций, неправильным выбором
защиты от коррозии.
Выбор марок сталей и электродов должен осуществляться в соответст-
вии со СНиП [89] в зависимости от назначения сооружения, вида конструк-
ции, климатических и динамических воздействий. Неправильный выбор
марок сталей может привести к разрушению конструкций вследствие ох-
рупчивания материала при отрицательных нагрузках, а также при много-
цикловых динамических воздействиях. По этой причине произошло ряд
аварий с обрушением конструкций резервуаров, мостов и транспортёрных
галерей.
Часто причинами аварий является необеспечение местной и общей ус-
тойчивости конструкций сооружения.
Так, при строительстве зданий не устанавливаются связи по колоннам,
обеспечивающие устойчивость каркаса на время монтажа, по фермам по-
крытия по нижним поясам допускаются разрывы в распорках, не устанав-
ливаются горизонтальные и вертикальные связи по фермам покрытия и фо-
нарям.
При применении стального профнастила не осуществляется его креп-
ление к пролётным конструкциям и листов между собой.
При проектировании колонн имело место, когда их расчёт выполнялся
только в одной плоскости. Расчёт общей устойчивости стальных балок пе-
рекрытий при отсутствии креплений сжатого пояса часто не производится.
Автором при обследовании сборных железобетонных перекрытий по сталь-
ным балкам наблюдалась потеря устойчивости балок с выкручиванием их
из плоскости и обследуемые перекрытия были признаны аварийными.
При применении сборных железобетонных плит покрытия по сталь-
ным балкам или фермам, их приварка должна осуществляться в трёх точках
со сварными швами высотой 6 мм и длиной не менее 60 мм с последующим
замоноличиванием швов между плитами бетоном.
Местная потеря устойчивости может произойти от неправильного кон-
• струирования узлов сопряжения конструкций профилей.
• По результатам натурных обследований выявлены следующие дефекты
t проектов конструкций: передачи больших сосредоточенных сил на тонкие
. Полки стальных профилей, в балках и опорных столиках отсутствовали
| опорные рёбра, в фермах отсутствовала центровка ряда узлов, в динамиче-
L ски нагруженных конструкциях (подкрановые балки, конвейерные галереи)
I Имелись концентраторы напряжений в виде квадратных отверстий, резкие
в Переходы сечений, толщины сварных швов назначались неправильно без
Е Учёта конструктивных требований норм, на чертежах не указывались длины
И11 толщины сварных швов, вид болтов (нормальной или повышенной точ-
йости), в расчётах не учитывалась внеузловая нагрузка на пояса ферм.
В г. Климовске Московской области при проектировании стального
Цп°кРытия механического цеха была не учтена нагрузка от образования сне-
85
говых мешков у фонарей. Покрытие здания было выполнено из стальныз
трапецеидальных ферм с шагом 6 м, пролетом 18 м со стальными прогона;
ми из швеллеров и двутавров и уложенных на них без приварки сборны
железобетонных плит размером в плане 0,4x2 м. В середине пролета фер
вдоль всего цеха имелись свето-аэрационные фонари, выполненные
стальных конструкций.
В результате недоучета увеличения снеговой нагрузки от снегов;
мешков в зоне фонарей стальные прогоны из швеллеров сильно проп
лись, напряжения в них по данным проверочных расчетов достигли пред<
текучести. В ряде прогонов наблюдалась потеря общей устойчивости в bi
выкручивания верхнего сжатого пояса из плоскости и повреждения их к]
пления к поясам ферм, что грозило обрушением конструкций.
В Московской области при строительстве двухъярусной стоянки
томобилей не была обеспечена общая устойчивость здания.
Здание двухэтажное неотапливаемое имело в плане размеры 18x42
изготовлено из стальных конструкций и непосредственно примыкало к ।
шествующей стене здания (рис. 2.6). Колонны приняты коробчатого се1
ния сваренными из двух швеллеров №27 и №30 с шагом 6 м. Главные бал
Рис. 2.6. Двухэтажная автостоянка:
а - расчетная схема; б, в - принятые узлы конструкций;
1 - стальные колонны; 2 - односкатная стальная ферма; 3 - балки перекрытий;
кирпичная стена существующего здания
86
перекрытия из прокатных балок 40Б2 шарнирно опирались на столики из
уголков 120x12 мм. Опирание крайнего пролета балок выполнено с задел-
кой их в кирпичную стену существующего здания. По балочной клетке пе-
рекрытия был уложен стальной профнастил и устроена монолитная железо-
бетонная плита толщиной 12 см. Покрытие в виде односкатной стальной
фермы из уголков, прогонов и стального профнастила.
Все узлы соединений конструкций между собой н с фундаментами по
своей конструкции были шарнирными. Здание не имело вертикальных свя-
зей по колоннам в поперечном направлении.
При действии ветровой нагрузки, а также различных случайных воз-
действий из-за отсутствия достаточной жесткости в поперечном направле-
нии здание легко могло потерять общую устойчивость и сложиться в попе-
речном направлении. Помимо указанных дефектов были выявлены другие
серьезные ошибки, допущенные проектировщиком: недостаточная несущая
способность сварных швов и неудачная конструкция узла опирания ригеля
перекрытия на колонну, отсутствие вертикальных и горизонтальных связей
по фермам, отсутствие опорных ребер в ригелях перекрытий.
Только благодаря своевременно принятым мерам удалось избежать
аварии здания.
На Московском жировом комбинате в 1994 г. после 10 лет эксплуата-
ции произошло обрушение покрытия складского здания. Здание одноэтаж-
ное, квадратное в плане, размерами 30x30 м. Высота до низа несущих кон-
струкций 6 м (си. рис. 2.7).
Рубероид 5 слоев
РИс. 2.7. Здание склада из структурных конструкций:
I ~ опоры прогонов из уголка 63x5 с фасонкой толщиной 5 мм; 2 - структурная кон-
струкция плиты покрытия из стальных труб;
~ колонны из труб диаметром 426 мм; 4 - пристенные колонны фахверка из дву-
тавра №20 с шагом 6 м
87
Покрытие выполнено по типовому проекту в виде стержневой пД
странственной структуры с размерами в плане 27x27 м под расчетную Д
грузку 300 кгс/м2 и состояло из четырех колонн из стальных труб диамД
ром 426 мм, стержневой пространственной трубчатой структуры, прогшД
из швеллеров, стального профилированного настила марки Н 60-845-(Д
колонн фахверка из двутавров №20, ригелей фахверка из гнутых швеллеаИ
№16. Я
Стены выполнены из панелей со стальной обшивкой и утеплителем Д
пенополиуретана толщиной 61 мм. Стены опирались на железобетоннД
цоколь с креплением болтами к трем горизонтальным ригелям. Кровля Д
лонная по слою утеплителя из минераловатных плит. Д
Структурная конструкция покрытия имела ортогональную сетку пД
сов с ячейкой 3x3 м и высоту по осям поясов 2,12 м. Узлы верхнего и ниж
него поясов соединены раскосами. Все стержни структуры имели одинако-
вую длину и состояли из труб диаметром 60...114 мм из стали 20. Для со-
единения стержней в пространственную конструкцию служил узловой эле-
мент, представляющий собой стальной многогранник из стали 45 с резьбо-
выми отверстиями. Соединение многогранника со стержнями структуры
осуществляется с помощью высокопрочных болтов диаметром 16...27 мм^|
закрепленными на них муфтами. Стальные опорные колонны структ^Д
жестко заделаны в железобетонные столбчатые фундаменты. Д
Как показало обследование поврежденного здания, под действием с|Д
говой нагрузки произошла сильная деформация (до 20 см) прогонов и 1иД
стенных колонн. В результате этого были опрокинуты и погнуты все опоД
прогонов, опрокинуты и скручены прогоны из швеллеров, оторваны прсД
настилы от прогонов. Прогиб профнастилов в вертикальном направлейД
составил 8 см (1/40 пролета), часть листов настила соскочила с прого^Д
Верхняя часть пристенных колонн и стен имели пластические деформацИ
до 20 см со сдвигом в одном горизонтальном направлении.
Указанные деформации привели к тому, что настил лег на трубчатые
элементы верхнего пояса структуры, вызывая в них местный изгиб, на ко-
торые они не были рассчитаны (проверочные расчеты выявили в этом Слу-
чае перенапряжения отдельных стержней в три раза). При действии полной
снеговой нагрузки указанные выше повреждения могли привести к обру-
шению всего здания.
Анализ характера повреждений позволил установить механизм дефор-
мирования покрытия. Зима 1993-94 года выдалась снежная, что вызвало
большое скопление снега на покрытии здания. Весной 1994 г. решили для
уменьшения снеговых нагрузок удалить часть снега с покрытия. Это приве-
ло к односторонней нагрузке на структуру, что повлекло к ее искривлений
и наклону опор прогонов. В результате наклона опор прогонов от верти-
кальной составляющей нагрузки возникла значительная горизонтальная
сила, которая вызвала опрокидывание опор под прогонами, отрыв прогОноВ
от профнастила, сдвиг профнастилов в сторону ворот здания. При этом! п°"
88
кпытие легло на верхние пояса структуры. Сдвигающая сила от всего по-
крытия вызвала изгиб пристенных колонн в сторону ворот здания и наклон
^тен в этом же направлении. Образование указанных повреждений конст-
рукций здания было вызвано недостатками проектных решений и частично
монтажом покрытия здания.
К недостаткам проектного решения следует отнести неудачную конст-
рукцию опор под прогоны, представляющую из себя шарнирную опору,
которая не способна воспринимать горизонтальные нагрузки. При возник-
новении горизонтальных нагрузок, что имело место при частичной разгруз-
ке покрытия от снега, произошел изгиб опорной части (пластинка сечением
30x5 мм) опор и их опрокидывание. К серьёзному недостатку проекта отно-
сится также неучет возможной односторонней нагрузки на покрытие.
В Москве в 1980 г. произошло обрушение спортивного сооружения
[16]. Несущими элементами сооружения были рамы из сварных двутавров.
В местах перелома нижнего пояса ригеля в месте примыкания его к стойке
создалась большая концентрация напряжений, что привело к потере мест-
ной устойчивости стенки двутавра и к обрушению всей рамы. Если бы в
этих местах были установлены рёбра жёсткости, то обрушения рам не про-
изошло бы.
Рис. 2.8. Конструкции узлов стальных конструкций, приведших к аварии:
»а ~ ригеля и колонны спортивного зала; б - крепления раскосов к горизонтальным
>- Цементам структурного покрытия; 1 - существующие рёбра жёсткости; 2 - рёбра
^ёсткости, не принятые в проекте; 3 - трубчатые раскосы; 4 - верхние горизонталь-
I ные элементы структурного покрытия; 5 - фасонка
89
В 1983 г. в Ленинграде произошла авария покрытия над крытым кат- I
ком. Покрытие было запроектировано из железобетонных плоских плит, I
уложенных на структурное стальное покрытие. В проекте было предусмаг- I
рено недопустимо большое расстояние между торцами трубчатых наклон- Ц
ных элементов и верхним поясом структуры (рис. 2.8, б). В результате этого Ц
произошла потеря устойчивости фасонок у верхнего пояса структуры и по- Щ
яс покрытия оказался опёртым на торцы наклонных трубчатых элементов. И
Покрытие просело до 60 см. > Ц
Встречаются случаи, когда в фермах стыки стержней поясов осуществ- И
ляются только через фасонку без накладок на стыкуемых элементах поясов. Я
При этом фасонки получают значительное перенапряжение, что может при- И
вести к их разрушению. Я
Наиболее часто стальные конструкции повреждаются коррозией вслед- Я
ствие недостаточной защиты от коррозии. Особенно сильная коррозия фт- И
мечается в производствах с агрессивной средой, в конструкциях, расподо- Я
женных вблизи пола и земли. ! Я
В зависимости от скорости коррозии незащищенных стальных кофт- Я
рукций различают три группы агрессивных сред: । Я
- слабая, характерная для жилых зон городов с интенсивностью износа Я
от коррозии до 0,1 мм в год, средняя, характерная для промышлрн- Я
ных зон и открытых конструкций - от 0,1 до 0,5 мм в год и сильная, Я
характерная для промышленных зон с агрессивной средой и вблизи Я
морских берегов с коррозией более 0,5 мм в год. j Я
Скорости коррозии 0,05...0,07 мм в год не очень опасны, так как трл- к
щины элементов конструкций к концу срока их службы уменьшаются Не- Я
много на 2.. .2,5 мм. Я
В 2005 г. в городе Чусовой Пермского края произошло обрушениемо-
крытия здания бассейна Дельфин. Покрытие было выполнено из сборных Я
ребристых плит по стальным трапецеидальным фермам из уголков с шаром Я
6 м. Причиной аварии стала коррозия до 50% сечения стыковых накладок Я
монтажного стыка нижнего пояса ферм под воздействием повышенной |Я
влажности помещения. Учитывая значительную агрессивность внетфейЯ
среды и затруднённость контроля состояния конструкций в этом слтааеЛЯ
при проектировании необходимо было обеспечить повышенную защиту от И
коррозии стальных конструкций. Я
2.5. Деревянные конструкции ( К
Основными ошибками при проектировании деревянных конструкции
были: применение непригодных для деревянных конструкций конструктив-
ных схем и узлов, неправильное определение действующих нагрузок; | ча'
стности, не учитываются образования снеговых мешков и неравном^
распределение нагрузок по покрытию, отсутствие связей между kohci
циями, недостаточно полное оформление чертежей конструкций. М
90
Иногда находят применение фермы и решётчатые рамы с дощатыми
раскосами и поясами. Эти конструкции являются малонадёжными, так как
сучки, выходящие на кромки растянутых стержней, приводят к возникно-
вению в них изгибающих моментов, не учитываемых при расчёте прочно-
сти и в конечном итоге к разрушению этих элементов или конструкций.
Нерациональными являются решётчатые конструкции ферм с малыми
размерами панелей и большим количеством узловых соединений. Дощато-
гвоздевые балки и фермы также не рекомендуются вследствие подвержен-
ности со временем их гвоздевых соединений повышенным деформациям.
В 1994 году на Восточной водопроводной станции в Москве произош-
ло обрушение деревянного покрытия производственного здания, построен-
ного 60 лет тому назад. Покрытие здания было выполнено по деревянным
сегментным фермам пролётом 14,4 м с высотой ферм в середине пролёта
2,07 м. Опирание ферм осуществлялось на консоли железобетонных ко-
лонн. Нижний пояс был выполнен из двух досок сечением 5x18 см каждая.
Соединение решётки ферм с поясами на стальных нагелях. Сверху ферм
имелся сплошной косой настил из досок по деревянным прогонам.
При аварии покрытия вначале произошло полное обрушение половины
покрытия цеха до температурного шва. Обследование оставшейся части
покрытия выявило наличие поперечных трещин в нижних дощатых поясах
ферм. Трещины образовывались в зоне сучков, выходящих на нижнюю
кромку поясов. В двух фермах раскрытие трещин составляло 5 мм, а длина
трещин достигала 5-7 см. Состояние этих ферм было аварийным и от об-
рушения их удалось спасти, установив вовремя подпорки, используя в ка-
честве опоры мостовые краны.
Авария покрытия произошла вследствие неудачно принятой конструк-
ции ферм с применением в качестве растянутых элементов нижних поясов
досок, которые всегда имеют сучки, выходящие на кромку, и тем самым
являются источником зарождения трещин.
Впоследствии оставшаяся часть покрытия была усилена путём уста-
новки во всех нижних поясах ферм стальных тяжей из уголковой стали.
Часто в проектах деревянных конструкций приходится наблюдать не-
правильно законструированные детали опорных, коньковых и растянутых
промежуточных узлов ферм. Сопряжения отдельных элементов в этих уз-
лах характеризуются неправильной расстановкой нагелей, большими ос-
лаблениями сечений, отсутствием центровки, применением сложных для
Изготовления врубок, комбинированной передачей усилия.
На рис. 2.9 приведен неправильно законструированный растянутый
стык. Болты нагельного соединения среднего ряда в стыковых накладках
поставлены неправильно. Находясь в середине по ширине досок, они уве-
личивают ослабление пояса, а также не могут полностью работать ввиду
Наличия средних продольных трещин. Эти трещины часто наблюдаются в
'сках по пласти. Они возникают не только от усушки дерева, но также и
Растяжения дерева поперёк волокон.
91
Рис. 2.9. Дефектные узлы соединения деревянных конструкций (а,б - неправиль-
ные; в - правильные): >
1 - стыковая накладка; 2 - нагели; 3 - трещина; 4 - стропильные ноги; 5 - гвозди
Встречаются неудачно осуществлённые опорные узлы конструкяий,
являющиеся самыми ответственными и весьма уязвимыми конструкциями.
Другие неправильно законструированные узлы конструкций приводе-
ны на рис. 2.9 - 2.15. Там же показано правильное выполнение узлов Д ре-
вянных конструкций.
Всегда следует обеспечивать продольную жёсткость и устойчив сть
покрытия с помощью связей на время их монтажа. При отсутствии клад и в
торцевых стенах покрытия здания необходимо устраивать связи по стр
лам покрытия в виде крестов по торцам здания.
Для обеспечения устойчивости кровли от отсоса воздуха при пор вах
ветра стропила крыши здания должны прикрепляться к стенам с помо (Ью
проволочных скруток через каждую стропилу (см. рис. 2.11).
пи-
92
Рис. 2.10. Правильное (а) и неправильное (б, в) выполнение узлов соединения дере-
вянных элементов в лобовых врубках:
1 - сжатый элемент; 2 - растянутый элемент; 3 - стяжной болт; 4 - подбабка; 5 -
подкладка; 6 - толь
а> 6)
₽ис. 2.11. Неправильное (а, б) и правильное (в) опирание наслонных стропил на
мауэрлат:
1 - стропильная нога; 2 - скрутка; 3 - маурлат; 4 - толь
93
Рис. 2.12. Неправильное (а) и правильное (б) опирание арок:
1 - опорная часть арки; 2 - толь; 3 - железобетонный фундамент; 4 - стальные
Вид сверху
6)
Рис. 2.13. Опирание деревянных балок на стальные прогоны:
1 - деревянная балка; 2 - стальная накладка сечением 4x40 мм; 3 - стальной п;
4 - толь
94
б)
Рис. 2.14. Опирание деревянных балок на кирпичные стены:
а - на наружные; б - на внутренние; 1 - балка из бруса; 2 - анкер сечением 5x50 мм;
3 - стена
^Ис. 2.15. Неправильное (а) и правильное (б) решение опорных узлов деревянных
стен
95
В местах примыкания деревянных элементов к каменным, бетонным и
стальным конструкциям необходимо укладывать изоляцию из толя или ру- 1
бероида, препятствующих загниванию конструкций в этом месте. 6
При проектировании деревянных чердачных перекрытий для предок- I
вращения гниения конструкций следует обеспечивать вентиляцию чердаков 8
и покрытия с помощью слуховых окон или вентилируемой кровли. |
Необходимо обеспечивать такой температурный режим чердачных по- |
мещений, чтобы при отрицательных температурах наружного воздуха J
внешняя поверхность кровли имела температуру ниже нуля. В противном I
случае будет происходить таяние снега на кровле. Талые воды будут За-
мерзать в водосточных трубах и на карнизной части кровли, приводя к за-
стою талой воды у образовавшихся ледяных преград с образованием сосу-
лек, протечкам кровли, разрушению водосточных труб и карнизов. На рис.
2.16 показано решение кровли с вентилируемым зазором, препятствующем
гниению конструкций.
В проекте следует оговаривать влажность применяемой для строитель-
ства древесины. Применение древесины естественной и повышенной влаж-
ности приводит к образованию продольных трещин, вызывает коробление
элементов и способствует образованию гнили. >
Рис. 2.16. Совмещённое покрытие с вентилируемым зазором:
1 - стропила; 2 - доска 40x100- мм под обрешётку с шагом 100мм; 3 - воздуШ
зазор 40 мм
ЙЙ
96
Недопустимо использование сухостойной древесины.
При строительстве отапливаемого жилого дома была использована
сухостойная древесина. Стены дома были выполнен из сухостойных брёвен
заготовленных в лесу. По прошествии 15 лет с начала постройки все стены
дома оказались полностью изъедены личинками жуков-точильщиков и жу-
ков-дровосеков и потеряли свою прочность. Интенсивному разрушению
конструкций способствовало заражение в течение нескольких лет сухо-
стойной древесины в лесу насекомыми и благоприятные условия (отапли-
ваемый дом и повышенная влажность) для их размножения. Причиной раз-
рушения конструкций явилась неправильный выбор материала.
2.6. Каменные конструкции
| В каменных конструкциях встречаются следующие дефекты, допу-
। щенные при проектировании: неудачный выбор материала кладки, отсутст-
Г вие гидроизоляции конструкций, неправильный учёт температурно-
f влажностных условий, отсутствие или неправильно выполненные деформа-
' ционные швы, отсутствие анкеровки кирпичных стен, отсутствие указаний
j в проектах по производству работ в зимнее время, неправильный расчёт и
конструирование.
В проектах стен из каменной кладки иногда находят применение раз-
нородные по прочности и долговечности материалы.
Облицовка кирпичной кладки камнем или керамическими плитками на
чисто цементном растворе может повлечь разрушение стеновой конструк-
ции. Дело в том, что керамические плитки более жестки, чем кладка из гли-
няного и, особенно, силикатного кирпича.
Деформация кладки стены и облицовки происходит в значительной
части за счёт швов. Раствор швов составляет 15-18% объема кирпичной
= стены, а при кладке облицовки только 3-5%. Поэтому с течением времени
по мере деформации кладки нагрузку на себя принимает облицовка, что
» приводит к её отслоению.
| В зданиях постройки 40...50-х годов прошлого века часто применяли
j стены из глиняного кирпича с облицовкой их силикатным кирпичом,
f Вследствие различия в деформационных характеристиках указанных мате-
риалов это приводило к образованию трещин в стенах зданий.
Цементная штукатурка и облицовочная плитка снаружи стен здания
• становятся преградой на пути перемещения водяных паров из помещения
г наружу. При этом пары в холодный период года конденсируются в слоях
к стены, прилегающих к штукатурке, что при многократном замерзании вы-
зывает отслоение штукатурного слоя. Особенно остро данная проблема
Возникает в стенах с повышенной влажностью помещений: в банях, пра-
Печных, бумажных производствах и т.п. Для этих зданий эффективным ре-
Гением проблемы является применение стен с вентилируемым зазором (см.
•Рис. 2.17).
97
К ошибки проектирования
Рис. 2.19. Образование трещин от температурных деформаций:
а - в продольных стенах от смещения покрытия: б - отрыв торцевой стены; в - от
удлинения перемычек; 1 - трещина; 2 - мелкие трещины в месте максимального
момента; 3 - железобетонное покрытие; 4 - торцевая стена; 5 - простенок; 6 - пере-
мычка над окном
Трещины в каменных стенах часто возникают при сезонных перепадах
температуры воздуха в местах оконных и дверных проёмов из-за использо-
вания там стальных или железобетонных перемычек. Коэффициент литей-
ного расширения железобетона и стали примерно в два раза превышает этот
показатель для каменной кладки. В результате этого в каменной кладке |ри
пролётах перемычек около 3 м в наружных стенах образуются трещины,
возникающие у концов перемычек и заходящие в кладку простенков (рис.
2.19). Для устранения образования этих трещин выше и ниже опор перемы-
чек рекомендуется предусматривать сетчатое армирование. ч
В местах концов протяжённых стальных и железобетонных включений
рекомендуется устраивать деформационные швы (рис. 2.20). 1
По этой же причине при устройстве монолитных железобетонных
стальных обвязочных поясов может произойти образование трещин в <ге'
нах. В этом случае более рациональным для каменной кладки будет пр»«е'
нение армокаменных поясов, обладающими прочностными свойствами 1 не
требующих за ними ухода при изготовлении (рис. 2.21). 1
100
a)
Рис. 2.20. Температурно-деформационные швы в кирпичных стенах:
а - температурный шов; б - деформационный шов примыкания стен к существую-
щему зданию; 1 - стена; 2 - два слоя толя с прокладкой антисептического войлока;
3 - существующая стена; 4 - просмоленная пакля; 5 - штраба на всю высоту стены
Рис. 2.21. Применение армированной кладки:
а - железобетонный обвязочный пояс; б - обвязочный пояс из армированной клад-
ки; в - анкеровка многослойных стен; 1 - продольная арматура пояса; 2 - попереч-
8ая арматура пояса; 3 - плита перекрытия; 4 - железобетонный пояс; 5 - кирпичная
Кладка стены; 6 - арматурная сетка из поволоки диаметром 4 мм с ячейкой 50 мм в
слое цементного раствора; 7 - эффективный жёсткий утеплитель
101
Отсутствие или неправильно выполненные температурно-усадочные и
деформационные швы могут повлечь образование сквозных трещин с рас-
крытием до нескольких сантиметров.
В городе Рязани на радиозаводе между двумя корпусами была впо-
следствии построена трёхэтажная вставка-переход, непосредственно при-
мыкающая к стенам корпусов. В местах примыкания стен вставки к суще-
ствующим кирпичным стенам корпусов деформационные швы были вы- j
полнены неправильно: в них отсутствовали прокладки из двух слоёв рубс- я
роида, обеспечивающие скольжение стен относительно друг друга при I
осадке. Через несколько месяцев после постройки в наружных стенах |
вставки образовались сквозные горизонтальные трещины по всей длине I
вставки с раскрытием более 1 см. Образование указанных трещин было 1
вызвано осадкой фундаментов вставки. При их осадке произошло зависание I
продольных стен вставки на торцевых стенах существующих зданий, что I
повлекло за собой образование трещин. ' I
На другом объекте при строительстве входа-пристройки, примыкаю- I
щего к существующему зданию старой постройки, не были выполнены де- I
формационные швы, отделяющие стены и фундаменты от существующего 1
здания. Через несколько месяцев после постройки входа в месте примыка- I
ния его к зданию образовались вертикальные трещины в месте примыканйя I
пристройки, обусловленные разностью осадок, которые портили внешней I
вид здания. Для ликвидации допущенной ошибки пришлось выполнить йс- I
кусственный деформационный шов и декорировать его. ; I
При проектировании перегородок между перекрытием и перегородЮзй г I
следует оставлять зазор до 2 см, заполняемый просмоленной паклей. У|са- I
занный зазор обеспечивает свободную деформацию перекрытия без пере- ш
дачи давления от перекрытия на перегородку. : f I
Значительное количество аварий зданий происходило из-за неправирь- |1
ного опирания балок покрытия на стены. Особенно опасно неправильно |1
выполненное опирание балок или ферм на пилястры, когда опорные fro-1В
душки под балками не заделываются в стены, а пилястры не имеют доота- j I
точной связи со стеной (рис. 2.22). 1 |1
Для правильного выполнения узла опирания (рис. 2.23) пилястра II
должна иметь сетчатое армирование на длине не менее 1 м ниже опорной |В
подушки. Арматурные сетки должны соединять опорные участки пилястр с II
основной частью стены и заделываться в стену на глубину не менее 12 см. II
Опирание стальных или железобетонных балок непосредственна? на|1
кладку без подушек может повлечь образование трещин в кладке в м|сте|И
опирания балок. | II
При строительстве 12-этажного кирпичного жилого дома в кл1дке|1
стен нижних трёх этажей появились глубокие трещины. Вначале прмп°'|1
ложили, что трещины возникли в результате неравномерной осадки фтоДа'11
ментов. .] II
Рис. 2.22. Неправильное опирание балок на кирпичную пилястру:
1 - железобетонная балка; 2 - железобетонная подушка; 3 - анкер; 4 - пилястра; 5 -
стена
j Рис. 2.23. Правильное опирание балок покрытия на кирпичную пилястру:
| 1 - балка покрытия; 2 - железобетонная подушка; 3 - сетчатое армирование через
| Три ряда кладки на длине 1 м; 4 - кирпичная кладка; 5 - закладная деталь подушки;
I 6 - опорный лист балки
103
Анализ грунтовых условий площадки показал, что грунты на болыпуи
глубину состояли из крупнозернистого песка, что исключало их неравно
мерные осадки. Обследование здания показало, что различные участки сте
имеют различающиеся в них на 60-70% напряжения, вызванные неравна
мерной нагрузкой. Выяснилось, что поэтажно армированные обвязочны
пояса не были замкнуты по периметру, а соединения арматуры были сдел!
ны без необходимых перепусков.
Таким образом, причиной деформаций кирпичных стен явилась конс1
руктивная недоработка проекта. Только после усиления поэтажных o6bj
зочных поясов для более равномерного распределения напряжений в стещ|
дальнейшее раскрытие трещин прекратилось.
Иногда при проектировании забывают осуществлять анкеровку ки
пичных стен и столбов к перекрытиям и покрытиям. Согласно нормам д
обеспечения пространственной жёсткости и устойчивости стен и столбов,
них устанавливаются анкера из стали сечением не менее 0,5 см2 с прива -
кой их к железобетонным плитам перекрытий или балок покрытий с ра -
стоянием не менее 6 м, тем самым обеспечивая соединение продольна с
стен между собой (рис. 2.24). Высокие каменные стены каркасных здай 1
должны крепиться с помощью анкеров к колоннам каркаса. <
В многослойных стенах следует обеспечивать связь между слоями з
тычковых рядов кладки или стальных связей, в виде арматурных ceroi о
шагом через 5 рядов кладки, защищенных от коррозии слоем цементн< э
раствора толщиной 1-1,5 см. Суммарная площадь стальных связей доля а
быть не менее 0,4 см2 на 1 м поверхности стены.
Рис. 2.24. Анкеровка кирпичных стен:
а - план перекрытия (покрытия); б - стальной анкер; 1 - стена; 2 - стальной affl 'j
диаметром 10мм; 3 - железобетонные плиты; 4 - стержень диаметром 10мм, npt Й
ренный к петлям
104
a)
Рис. 2.25. Разрушение покрытия в виде каменного свода:
а - план помещений; б - эпюра перемещения стены в мм; в - схема разрушения сво-
да (вид снизу)
Каменные своды и арки имеют тенденцию к повреждениям вследствие
недоучёта при проектировании податливости опор.
Один из сводов покрытия двоякой кривизны [44], перекрывающий по-
мещение размером в плане 5x9 м, обрушился. Армированный кирпичный
свод размером в плане 5x9 м имел толщину 6 см (четверть кирпича) и стре-
лу подъёма 30 см (рис. 2.25).
Причиной аварии явилась недостаточная прочность и жёсткость опор-
ного контура в горизонтальном направлении. К помещению, перекрывае-
мому сводом, с трёх сторон примыкали комнаты, перекрытия которых уве-
личивали жёсткость стен в горизонтальном направлении. Прочность стены
и уложенного на неё пояса, на которую с четвёртой стороны опирался свод
и передавался распор, не была достаточной. Под действием распора стена в
верхней части сместилась. Эпюры горизонтальных перемещений верха сте-
ны показаны на рис. 2.25, б. Максимальная величина перемещения верха
Стены составляла 6 см. В этом месте в ней образовалась трещина. Как пока-
зало обследование сводов в других помещениях, в их угловых зонах име-
лись трещины, соответствующие пятидисковой схеме разрушения. Все ос-
тавшиеся своды были усилены постановкой по контуру тяжей и уменьше-
нием нагрузки путём засыпки выравнивающего слоя из лёгких материалов.
105
Для прокладки коммуникаций, опирания площадок и оборудования i
каменных стенах устраиваются борозды и отверстия, которые обычно
учитываются при проектировании. Так, пробитая борозда глубиной 13 см|
стене толщиной 38 см снижает её прочность на 60%, а при толщине стенй
51 см на 40%. J
Серьёзные аварии жилых и общественных зданий со стенами из пане-
лей и кирпичной кладки происходили из-за того, что в проекте не было до®
таточно чётких указаний по строительству зданий в зимних условиях. Пр|
выполнении кирпичной кладки в зимних условиях происходит замерзали:
раствора до того как раствор наберёт необходимую прочность. Аналоги^
ная картина наблюдается при замоноличивании швов в железобетонны ;
стеновых панелях. При повышении температуры в весенний период прощ
ходит оттаивание раствора в горизонтальных и вертикальных швах клади t
или панелей по всем этажам, что приводит к значительным деформация I
наружных и внутренних стен, их подвижкам, и в критических ситуациях^ с
потере устойчивости и обрушению здания. <
В проекте должны быть указания о принятом способе кладки в зимн( :
время, видах противоморозных добавок в раствор, промежуточных проча -
стях раствора на этажах для различной степени готовности здания, мер -
приятиях по обеспечению устойчивости на период оттаивания и твердей! г
раствора кладки. Необходимо также выполнять расчёт конструкций nj [
зимнем производстве работ по несущей способности в момент оттаивай! i
раствора. 1
При строительстве одноэтажного спортивного здания произошло о -
рушение кирпичного простенка и части покрытия [104]. Здание было пер
крыто стальными фермами пролётом 16,5 м с шагом ферм 6 м. Покрыт !
было выполнено из мелкоразмерных сборных железобетонных плит ’ )
стальным прогонам. Опорами ферм служили кирпичные простенки сечен -
ем 70x130 см с сетчатым армированием.
Здание возводилось по проекту, на рабочих чертежах которого otcj -
ствовали указания о строительстве в зимних условиях. Проверочные рас1 $
ты прочности кладки в период её оттаивания не были проведены. Отсуп
вовали также чертежи на устройство временных креплений на период < 4
таивания кладки.
Стены здания были возведены в течение ноября - декабря месяца с! -
собом замораживания кладки. С началом потепления за полторы недели >
аварии включили отопление в здании для производства внутренних ail •
лочных работ. За два дня до аварии непосредственно под простенком Л *
подключения отопительных панелей была пробита борозда глубиной 13 с
Влияние этой борозды не было при проектировании проверено рас* ч
том. В строительных чертежах борозды указаны не были, а в санитар! '
технических чертежах имелись указания о размерах борозд.
106
Авария началась с деформации и обрушения простенка, после чего
упала ферма с частью покрытия. Спустя некоторое время упала часть пара-
пета на длине 12 м.
Результаты расчётов, выполненные после аварии, показали, что проч-
ность кладки является достаточной при условии её выполнения при поло-
жительных температурах и недостаточной при выполнении её способом
замораживания, то есть в период оттаивания раствора. Расчётная несущая
способность сечения, ослабленного с одной стороны бороздой в период
оттаивания, в 1,9 раза была меньше фактической нагрузки, действующей в
момент аварии (при расчёте принималась фактическая прочность раствора,
соответствующая марке 2, марка кирпича 75 и ослабление стены бороздой
на глубину 13 см).
Основной причиной аварии явилась недостаточная прочность кирпич-
ной кладки простенка в период оттаивания раствора, вызванная недостат-
ками проектной документации. Часто в местах входа в подвал зданий уст-
раиваются подпорные стены, выполненные из кирпичной кладки без соот-
ветствующего расчёта. При обследовании наблюдались случаи искривле-
ния, крена и разрушения указанных каменных конструкций. В отличие от
стен подвала, которые работают по балочной схеме на внецентренное сжа-
тие от вертикальной нагрузки вышележащих этажей и горизонтального
давления грунта, стены входа работают по консольной схеме на изгиб от
давления грунта. Прочность кладки на растяжение при изгибе не превыша-
ет 3 кгс/см2, что в большинстве случаев не отвечает прочности конструк-
ции.
В Москве в здании магазина был запроектирован и построен подвал со
стенами из бетонных блоков толщиной 60 см. На перекрытии подвала в
уровне 1-го этажа была организована открытая автостоянка (рис. 2.26).
Перекрытие над подвалом было выполнено в виде монолитной желе-
зобетонной плиты толщиной 16 см по стальным балкам. Стены здания, рас-
положенные выше перекрытия над подвалом, передавали нагрузку через
перекрытия не на стены подвала, а на железобетонные колонны. Таким
образом, стены подвала работали в основном на изгиб от горизонтального
давления грунта. На расстоянии 0,5 м от низа перекрытия подвала в стенах
подвала была устроена по проекту горизонтальная гидроизоляция из двух
слоёв гидростеклоизола, вследствие чего стена подвала имела свободу де-
формации и работала в вертикальном направлении по консольной схеме.
Кроме того, проектировщики допустили другую ошибку, не выполнив
армирование швов кладки между блоками, и стена в горизонтальном на-
правлении между колоннами работала от давления грунта с пролётом меж-
ду колоннами 6 м, без армирования.
Выполненные проверочные расчёты стены подвала для кладки из бе-
конных блоков выявили недостаточную несущую способность стены на
изгиб и состояние её признано аварийным.
107
Рис. 2.26. Конструктивная схема здания:
1 - кирпичная кладка стены подвала; 2 - горизонтальная гидроизоляция; 3 - бетон-
ный блок стены подвала; 4 - монолитный железобетонный пояс сечением 30x60 см;
5 - стальные колонны из трубы; 6 - участок из монолитного железобетона ]
1
Для усиления стены были поставлены дополнительные стальные опо]
ные стойки с шагом 2 м, воспринимающие горизонтальное давление от ст«
подвала и передающие его на существующий монолитный армирований
пол и монолитное железобетонное перекрытие над подвалом. '
Серьёзным конструктивным просчётом является отсутствие утеплил
ля в отапливаемых зданиях по торцам железобетонных плит, прогона
стальных балок при толщине наружных стен менее 64 см, в результате че!
происходит местное промерзание кладки. ;
108
3. АВАРИИ, ВЫЗВАННЫЕ ОШИБКАМИ
ПРОЕКТИРОВАНИЯ
3.1. Жилые и общественные здания
Аварии жилых и общественных зданий, происшедшие по вине проек-
тировщиков, были вызваны следующими основными дефектами: непра-
вильным учётом характеристик грунтового основания, неудачным выбором
материалов и конструкций, неправильным определением действующих на-
грузок и воздействий, неудачными конструктивными решениями отдель-
ных узлов конструкций, ошибками в расчётах и чертежах.
Двухэтажное здание детского дома [85] со стенами из шлакоблоков
было построено на участке без предварительного гидрогеологического об-
следования. Проектировщики при разработке проекта пользовались данны-
ми соседнего участка.
Через два года после сдачи в эксплуатацию, в марте появились первые
трещины на наружных и внутренних капитальных стенах западной полови-
ны здания. Начиная с этого времени ежегодно в феврале-марте трещины
появлялись, а в июне-июле они закрывались. Причём, из года в год проис-
ходило постепенное продвижение трещин на восточную половину здания.
Одновременно с этим количество и размеры трещин увеличивались. Вслед-
ствие деформаций здания дверные коробки перекашивались, двери не от-
крывались. Для установления причин деформаций здания было проведено
инструментальное его обследование.
Бурением 20 скважин на участке было установлено, что в основании
фундаментов здания расположены: суглинки, глины, супеси с высокой по-
ристостью (50-60%). Установившийся уровень грунтовых вод на глубине
1,4-2,9 м. Карта гидроизогипс подтвердила скопление грунтовых вод в за-
падной части здания. Граница мерзлого грунта в течение периода обследо-
вания колебалась в пределах 1,5-2 м. Фундаменты были заложены на глу-
бину 2,2-2,4 м от планировочной отметки земли.
Для наблюдения за развитием трещин внутри здания были поставлены
маяки. По наблюдению за маяками было установлено максимальное рас-
крытие трещин до 4 см за зимний период.
Чтобы проследить за вертикальными колебаниями здания, на уровне
цоколя в стену заделали 11 марок реперов. В северо-восточном углу участ-
ка на расстоянии 20 метров от здания заложили глубинный репер, для чего
в 6-метровую скважину опустили узкоколейный рельс и забетонировали его
нижний конец. Оставшуюся часть скважины засыпали шлаком с целью ис-
ключения сцепления грунта при его пучении с рельсом. Этот репер был
принят за нулевую точку во всех дальнейших наблюдениях.
Регулярными замерами через 3-5 дней с помощью высокоточного ни-
велира установили величину колебания здания, составлявшую за период с
января по август (поднятие-опускание) 85 мм.
109
На основании натурного обследования было установлено, что в осн
вании дома залегали неоднородные по зерновому составу и порист»
грунты. Участок был обводнён грунтовыми водами типа «верховодк;
Трещины в стенах имели преимущественно наклонное направление с pi
крытием внутрь здания.
В фундаменте западной стены на границе мёрзло
грунта, примерно 1,4 м от отмостки обнаружена горизонтальная трещи
раскрытием 8-10 см. Деформации здания происходили в результате смер;
ния глинистых грунтов с бутовой кладкой фундаментов и пучением во/
насыщенных грунтов при промерзании. Одностороннее примерзание rpyi
к фундаментам вызвало не только неравномерный подъём части фундам<
тов, но и выводило часть стен из вертикального положения с раскрыт»
трещин внутрь здания.
Если
принять
среднюю
величину
силы пучения грунта,
примёрзшего
бутовой кладке, 6 кгс/см2 и глубину мёрзлого грунта 1,5 м, то на один
гонный метр получим усилие в 90 тонн. Естественно, что двухэтажное з;
ние со стенами из шлакоблоков не даст такой нагрузки и его легко под!
мает замёрзший пучинистый грунт.
На основании полученных данных было принято решение по усилен!
фундаментов здания. В летний период участками по 2-3 метра откапыва
траншеи с наружной стороны до подошвы фундаментов, очищали кладку
грунта и прибетонировали на наружную плоскость фундамента наклони]
набетонку с толщиной внизу 20 см и сходящую на нуль вверху. После за-
твердения бетона и его просушки поверхность набетонки за два раза обма-
зывали горячим битумом, а траншею засыпали щебнем, затем котельном
шлаком и закончили бетонной отмосткой. После проведенного ремонта
фундаментов здание эксплуатировалось более 15 лет и никакие деформ
ции в нём не возникали.
Типовой пятиэтажный кирпичный жилой дом в Туле обрушился в о;
ной из секций на высоту всех пяти этажей [84]. Дом шестисекционный
продольными несущими стенами, подвалом и магазином на первом э'
(рис. 3.1). Строительство здания было завершено на 90%.
Обследование здания и изучение проектной документации пока
следующее.
Сборные железобетонные прерывистые фундаменты здания, заложу
ные относительно пола подвала на 20 см, просели в середине здания по н
ружной оси В до 54 см и сместились внутрь подвала на 70 см. Бетон!
подготовка пола подвала отсутствовала. По длине здания смещения и ос<
ки фундаментов были неравномерными. Указанные деформации привели.
образованию в подвале валов выпирания грунта шириной 1,2
1,5 м и выс
той 0,6-1 м. По средней оси Б максимальные осадки фундаментов состав!
54 см со смещением в сторону оси А до 20 см. Валы выпирания распол:
лись по обе стороны подвала. По оси А осадок и смещений фундамен
отмечено не было.
ПО
a)
Рис. 3.1. Деформации жилого дома:
а - фасад; б - план стен; в - поперечный разрез; г - деформации стен подвала (раз-
меры даны в м)
Вследствие неравномерной осадки фундаментов под продольными
стенами жёсткая коробка здания повернулась в поперечном направлении
вокруг линии, проходящей по оси фундаментов В. При этом отклонение
верхней части стены от линии цоколя'составило 55-60 см. В наружных сте-
нах здания отмечались большие трещины.
Основной причиной аварии дома явилась неправильная оценка изыска-
телями свойств грунтов основания. Воспользовавшись значениями прочно-
стных характеристик грунта, приведенных в СНиП на проектирование ос-
нований, изыскатели не учли, что эти таблицы распространяются только на
четвертичные отложения. В основании же аварийного дома находились
глинистые грунты нижнекаменноугольных отложений, обладающих резко
выраженной особенностью к снижению прочностных и увеличению дефор-
мационных свойств при увлажнении.
Завышенные изыскателями прочностные свойства грунтов основания
не были критически оценены проектировщиками. Они в свою очередь при-
няли на эти грунты расчётное сопротивление, равное 5 кгс/см2 и запроекти-
111
ровали здание на сборных прерывистых железобетонных фундаментах нц
риной 0,8 м по осям А и В и 1 м по оси Б с раздвижкой блоков фундамент
10-15 см. Напряжение под подошвой фундамента по проекту не превышал
4,7 кгс/см2 . На момент аварии напряжение под подошвой фундаментов i
превышало 3,5 кгс/см2. Все рядом расположенные типовые дома в анал
гичных грунтовых условиях проектировались ранее на расчётное сопроти
ление грунта, равное 2,5 кгс/см2, и в них не имелось повреждений. ,
К ошибкам изыскателей и проектировщиков добавились ошибки во
время строительства. Плохая планировка грунта вокруг здания и наличие
уклона поверхности к нему привели к проникновению в подвал дождевой
воды через недостаточно уплотнённую обратную засыпку, что привело к
увлажнению основания.
Стена подвала при отсутствии бетонной подготовки пола стала рабо-
тать по схеме подпорной стенки с небольшим заглублением передней грани
и повышенным горизонтальным давлением увлажнённой засыпки на её
грань. Проектировщики не учли возможности изменения расчётной схем <
стены подвала во время строительства, как это требуют нормы. Кроме тоГ ,
по нормам заглубление подошвы фундамента относительно уровня пси а
должно быть не менее чем 0,5 м.
В связи со значительными повреждениями конструкций здание пр -
шлось разобрать.
В здании общежития в Москве в наружных стенах возникли верт -
кальные трещины с шириной раскрытия до 20 мм с шагом около 3 м. Тр :-
щины имели максимальное раскрытие в уровне карниза и сходили на не! к
первому этажу.
Здание было двухэтажным с цокольным этажом размером в пла) е
12,9x36 м (рис. 3.2). Наружные стены кирпичные из силикатного кирпи1 а
толщиной 63 см. Внутренние поперечные и продольные стены несущие: з
бетонных блоков толщиной без штукатурки 20 см. Шаг поперечных ст|н
3,2 м. Перекрытия над цокольным этажом из мелких железобетонных плит
пролетом 3 м, перекрытия над 1-м этажом и чердачное деревянные. Фунда-
менты под всеми стенами ленточные из бетонных блоков. Несущим осно-
ванием фундаментов были пески среднезернистые. Неравномерных осадок
фундаментов выявлено не было. Кровля из волнистых асбестоцементных
листов по деревянной обрешётке.
При обследовании конструкций покрытия (крыши) здания были вы) »-
лены следующие основные дефекты: стропила в коньке были состыковав ы
при помощи лобового упора на гвоздях, а не в полдерева на болту, нижН м
своим концом стропила с помощью зуба упирались в мауэрлат и не име и
горизонтального ригеля, воспринимающего распор. Соединения элемен) >в
подстропильных конструкций и опирание стропил выполнено без врубок) »
односторонних скобах, между двумя продольными рядами подстропильн Я
конструкций отсутствовали поперечные связи.
112
a)
Рис. 3.2. Конструкция покрытия здания общежития:
а - существующая конструкция покрытия; б - неправильно принятое опирание
стропил; в - правильное опирание стропил; г - неправильно принятый стык стро-
пил; д - правильный; 1 - стропила из бревен диаметром 16 см; 2 - мауэрлат из бру-
са 20x20 см; 3 - подстропильные конструкции из бревен диаметром 16 см; 4 - кир-
пичная стена здания; 5 - отсутствующие элементы связей в подстропильных конст-
рукциях
В результате ошибок, допущенных при изготовлении конструкций
крыши, в стропилах от нагрузки покрытия возник распор, который пере-
дался на наружные стены, не рассчитанные на восприятия распора. Это
Привело к массовому образованию трещин в стенах здания.
Для дальнейшей эксплуатации здания рекомендовано было выполнить
Усиление стропил и подстропильных конструкций, в наружных стенах в
ИЗ
Рис. 3.3. Разрушение конструкций панельного жилого дома от взрыва газа: ;
1 - жилые комнаты; 2 - кухня; 3 - источник взрыва ,
уровнях перекрытия 2-го этажа и чердачного перекрытия устроить замка -
тые напряженные пояса из круглой стали.
В одной из квартир средней секции, расположенной на втором этаэь е
4-х этажного жилого крупнопанельного дома серии 1-467 произошел взрь в
газа. Конструктивная схема дома с поперечными несущими стенами, ра -
положенными на расстоянии 6,4 и 3,2 м друг от друга (рис. 3.3). 1
Наружные стены дома толщиной 25 см двухрядной разрезки, состоя-
щие из панелей перемычек и панелей простенков. Внутренние поперечные
стены из железобетонных панелей, несущие панели перекрытия из настилф
с круглыми пустотами. Панели наружных стен крепились к внутренним пи
помощи стальных связей, приваренных к закладным деталям панелей. Оя-
рание перекрытий на панели при помощи платформенного стыка. Панеж
перекрытий связывались в стыках накладками, приваренными к закладнь
деталям этих плит. Укладка перекрытий на стены производилась на расти
ре.
В результате взрыва газа в одной из квартир второго этажа удар»
волной был разрушен и повреждён ряд несущих конструкций. Панел
перемычки наружных стен в зоне взрыва над вторым, над третьим и четвс
тым этажами. Разрушенные панели повисли на арматуре и стальных cl
зях, но не упали вниз. Обрушение перемычек между третьим и четверти
этажами было вызвано выходом из работы нижележащих простенков, ко®
рые их поддерживали. Внутренние несущие поперечные стены, ограждг
шие кухню, сместились по горизонтали на 1-2 см и частично отклонили
от вертикали на 3-4 см с образованием в них значительных трещин. Пе|
городки между комнатами квартиры, где произошёл взрыв газа, были I
вреждены трещинами, деформированы и частично разрушены; частичй
разрушение отмечалось во внутренней продольной стене и в стенах лес
ничной клетки. Вследствие смещения верха панелей поперечных несун®
114
стен, концы опиравшихся на них плит-настилов над вторым этажом лиши-
лись опоры; плиты, прилегающие к наружной стене, сдвинулись наружу на
3-4 см. Деформированные конструкции продолжали висеть на связях. Пе-
рекрытие над 2-м этажом сильно провисло на 5-7 см, но не обрушилось. В
третьем и четвёртом этажах над очагом взрыва панели несущей поперечной
стены и перекрытия, лежавшие на них, несколько сместились вниз и были
повреждены трещинами, вызванными изменённой схемой работы в повре-
ждённой части здания. В окнах взрывом было разрушено остекление, со-
стояние же конструкций в соседних секциях было удовлетворительным.
Общий характер аварии, вызванной взрывом газа в одной из квартир
средней секции был локальным благодаря наличию достаточных анкерных
связей. Разрушение и повреждение конструкций произошло только в зоне
взрыва по всей высоте здания, но не распространилось за пределы одной
секции, несмотря на большую силу взрывной волны. На основании расчёта
поврежденных конструкций нагрузка от взрывной волны была оценена
около 1000 кгс/м2.
Обрушение наружной стены выразилось в том, что когда взрывной
волной была выбита панель-перемычка второго-третьего этажей, имевшая
пролёт 6,4 м, стоявшие на ней 3 панели-простенка третьего этажа лиши-
лись опоры и перестали в свою очередь поддерживать панель-перемычку
третьего-четвертого этажей. Это вызвало разрушение указанной панели-
перемычки, затем смещение простенков четвёртого этажа и верхней пане-
ли-перемычки. Таким образом, при описанной выше конструкции наруж-
ной стены, выход из строя панели-перемычки второго-третьего этажей вы-
звал местное «прогрессирующие» обрушение вышележащего участка сте-
ны. Причиной «прогрессирующего» обрушения явилась недостаточная не-
сущая способность панели третьего-четвёртого этажей из ячеистого бетона
от вертикальной нагрузки при работе её по схеме однопролётной балки
пролётом 6,4 м, а также недостаточная прочность анкерного крепления этой
панели к торцам поперечных стен.
В этой связи целесообразно уже на стадии проектирования учесть ве-
роятность разрушения от взрыва бытового газа и конструктивными меро-
приятиями исключить возможность перехода местного разрушения конст-
рукций в общее «прогрессирующее» разрушение для части здания и тем
более для всего дома в целом.
В 1980 году в Берлине произошла авария здания конгрессов «Берлин
конгресс халле» [5]. Здание, построенное в 1957 году по проекту американ-
ского архитектора, содержит развитый в плане подиум размером 92x92 м и
расположенный над ним круглый в плане зал конгрессов диаметром при-
близительно 48 м (рис. 3.4). Зал конгрессов перекрыт железобетонной вися-
чей оболочкой в форме гиперболического параболоида. Оболочка поддер-
живается опорным контуром в виде двух разнонаклонных железобетонных
арок пролётом 78,1 м, имеющих общие монолитные железобетонные опо-
ры, соединённые затяжкой.
115
Рис. 3.4. Здание конгрессов в Берлине: ;
а - план; б - разрез; 1 - центральная часть покрытия; 2 - периферийная часть по-
крытия; 3 - кольцевая балка; 4 - арка; 5 - колонны; 6 - монолитные участки жёстК
сти 4
Покрытие зала подразделено на две взаимосвязанные части: централ
ную, перекрывающую непосредственно зал, и периферийную, образующу
снаружи навес вокруг зала. Центральная часть оболочки подвешена к коЛ
цевой балке, опирающейся на вертикальные несущие конструкции зала (в
ружные колонны и стены). Периферийная часть оболочки подвешена к т|
же кольцевой балке с одной стороны и к наклонным аркам опорного конт
ра с другой. Обрушение произошло на одной половине периферийной час;
оболочки и вызвало падение опорной арки.
Оболочка покрытия в центральной части выполнена монолитной, в q
риферийной-сборной из железобетонных плит шириной 2,1 м, толщиной
см, переменной длины. Плиты запроектированы с двумя продольными к;
налами для пропуска напрягаемой арматуры в виде вант. Каналы были в)
полнены с применением металлических трубчатых профилей овально^
поперечного сечения размером 23x46 мм, которые после натяжения арМ
туры заполнялись цементным раствором. Напрягаемая арматура принят^
виде пучков из 7-10 стержней периодического профиля овального сеченй
116
! Плиты армированы сетками из стержней диаметром 6 мм, расположенными
> с шагом 15 см. Сетки размещены в верхней и нижней зонах плиты, соответ-
ственно выше и ниже каналов для пропуска напрягаемой арматуры.
Стержни напрягаемой арматуры (ванты) обеих частей оболочки заан-
керены в монолитную железобетонную кольцевую балку. Сечение балки
высотой 40 см и переменной шириной 2-8,3 м развито в направлении опор.
Анкеровка напрягаемой арматуры в балке осуществлялась с отгибом её
вниз в пределах высоты балки. Такой отгиб влиял также на положение на-
прягаемой арматуры внутри канала на значительном участке, вызывая её
отклонение от расчётного осевого положения и нижней поверхности кана-
ла, что отрицательно сказывалось на работе вантовых пучков.
В зоне примыкания плит к балке был предусмотрен раздельный шов
шириной 12см, допускающий перемещение плит в период натяжения до
3,5-4,5% длины напрягаемой арматуры. После натяжения шов замоноличи-
вался.
По наружному краю покрытия напрягаемая арматура оболочки заанке-
ривалась в арки опорного контура пролётом 78,1 м, имеющие пятиугольное
сечение высотой 2,4 м.
Как установлено при исследовании аварии, причиной обрушения яви-
лось совместное действие неблагоприятных факторов: недостатков проек-
тирования и строительных дефектов. Так, плиты-оболочки работали как
гибкая балка при высокой степени осевого растяжения, в то время как они
не обладали достаточной прочностью в продольном направлении. Посколь-
ку имело место воздействие растяжения с изгибом, при котором конструк-
ция работает иначе, чем при чистом изгибе, большое значение приобретали
недостаточно точно учтенные при расчёте условия защемления плит и их
жёсткостные характеристики.
Сборно-монолитная оболочка оказалась весьма чувствительной как к
основным, так и случайным воздействиям. В арке имели место направлен-
ные вверх вертикальные деформации, вследствие которых возникало неко-
торое перенапряжение в крайних элементах оболочки. Искажение трассы
прохождения напрягаемого пучка и дефекты инъектирования каналов (во
многих местах разрыва пучков была установлена недостаточность заполне-
ния каналов раствором и смещение пучка от оси вниз) при прочих неблаго-
приятных условиях работы привели к разрыву пучка. Перераспределение
усилий вызвало перегрузку соседних вант, что в сочетании с указанными
условиями привело к обрушению. В выводах подчёркивается, что каждый
из неблагоприятных моментов сам по себе не был бы причиной аварии, од-
нако их одновременное появление вызвало обрушение покрытия.
Для ликвидации аварии был разработан и осуществлён проект восста-
новления покрытия здания. Проект основан на создании двух раздельных
висячих оболочек, расположенных одна над другой, из которых нижняя
монолитная перекрывает зал, а другая сборная перекрывает целиком всё
здание. Особенностью проекта является широкое использование в конст-
117
рукциях лёгкого бетона прочностью 53-58 Мпа, плотностью 1620-16' )
кг/м3. .8
В первую очередь были проведены работы по усилению сохранивше
ся оболочки над залом. Эта оболочка была дополнена слоем уплотненно! >
сверху лёгкого бетона толщиной 12-14 см. /
Дополнительно было выполнено усиление армирования и сечения q -
ществующего опорного кольца. Наибольшие трудности вызвала реконв -
рукция верхнего покрытия, выполненного в виде сборной оболочки, по .
вешенной к двум аркам. Предстояло не только восстановить обе арки1' <
оболочку, но также и существенно усилить все конструкции, в частное!! ,
опоры.
Арки, прежде имевшие коробчатое пятиугольное сечение, в соотв
вии с новым проектом имели сплошное сечение той же конфигураций
были выполнены из лёгкого бетона. В сечении каждой арки предусмотр
4 канала, в каждом из которых размещалось по три пучка напряжен
арматуры из 15 стержней диаметром 15 мм. Бетонирование осуществляло!
поэтапно на 12 участках длиной до 25 м.
Опоры арок, имеющие прежде высоту около 10 м, были увеличены!
изменением угла наклона, в результате чего рабочий пролёт арки бь
уменьшен с 78 до 72 м. |
Свайные опоры под опоры арок, включающие плитный ростверк то|
щиной 2 м и куст из 40 свай, были усилены путём увеличения размеров р|-
стверка в плане до 123,8x11,5 м и толщины до 3,5 м. Опоры связаны с фуя-
даментным ростверком напрягаемыми анкерными стержнями диаметром 16
мм. Опоры связаны между собой на уровне фундаментов затяжкой диамет-
ром 45 см, воспринимающей распор арок. Я
Оболочка верхнего покрытия, максимальным пролётом 61 м, выполЛ-
на сборной из плит лёгкого бетона размером 2x2 м толщиной 11 см , нав-
шанных на ванты, расположенные с шагом 2,5 м. Швы между плитами С i-
ли замоноличены лёгким бетоном, образуя при этом рёбра сечением ЗОх
см. j
Одной из крупнейших аварий было обрушение в 1985 году покрып я
Дворца спорта в Милане (Италия) [5]. Сооружение, построенное в 15 5
году, имело круглое в плане висячее покрытие диаметром 126 м в фор е
гиперболического параболоида. Несущая конструкция покрытия в виде 1 >*
тогональной вантовой сетки из стальных канатов диаметром 45 мм закр !
лялась в кольцевой балке опорного контура. Максимальный провис кана1 В
составлял 10,7 м. Балка опорного контура покрытия была собрана из 1
стальных секций коробчатого сечения размерами 7x3 м, длиной 2,5 6 j
Стенки секций толщиной 12 мм были усилены вертикальными рёбра
жёсткости. Соединение секций между собой осуществлялось на высо!
прочных болтах. Расчётная нагрузка от собственного веса покрытия I •*
ставляла 0,5 кН/м2.
о
о
и
118
В результате сильной снежной бури на покрытии образовался слой
снега толщиной 75 см. Такая снеговая нагрузка в сочетании с ветром и рез-
ким падением температуры вызвала деформации, приведшие к разрушению
опорного контура, при котором четыре секции значительно прогнулись, две
разрушились полностью. В средней части покрытия наблюдался провис
конструкции на 10 м и сильные деформации, хотя канаты и не оборвались.
Расследование причин аварии привело к следующим выводам. Проек-
тирование покрытия было осуществлено на основании действующих италь-
янских норм, где снеговая нагрузка принята 0,9 кПа, в то время как реаль-
ная нагрузка на покрытие составила от 1,3 до 1,5 кПа. Несущая способность
покрытия была принята в расчёте с коэффициентом запаса 1,5, но в дейст-
вительности этот коэффициент оказался ниже, поскольку характер работы
такой уникальной конструкции в то время не мог быть достаточно точно
определён ввиду отсутствия достаточного опыта строительства подобных
сооружений. В разрушении кольцевой балки, по мнению специалистов, су-
щественную роль сыграл также неучтенный фактор разности температур в
её сечении, наружная часть которого была подвержена действию холодного
воздуха, а внутренняя обогревалась воздухом помещения. При провероч-
ных расчётах изгибающий момент в поперечном сечении кольца от разно-
сти температур вдвое превышал изгибающий момент от снеговой нагрузки.
Крупная авария покрытия спортивно-зрелищного здания произошла в
1978 году в городе Хартфорд в США [5]. Сооружение с трибунами на 12
тысяч жителей было запроектировано с покрытием из стальной пространст-
венной структуры в виде плиты размерами в плане 92x110 м, высота конст-
рукции плиты составляла 6,47 м. Плита покрытия опиралась на четыре ко-
лонны, размещённые в угловых зонах, с расстоянием 64,1 и 82,3 м в осях.
Конструкция плиты образована объёмными модулями в виде перевёрнутых
пирамид с основанием 9,2x9,2 м, вершины которых соединены ортогональ-
ной решёткой, образующей нижний пояс плиты.. Каждый модуль выполнен
с применением равнобоких уголков 90x8 и 200x22 мм. Пояса и рёбра мо-
дуля имеют крестовое сечение из четырёх уголков, соединённых с помо-
щью болтов.
Плита структуры была целиком изготовлена на земле и затем поднята в
проектное положение. Во время её подъёма прогиб в центре от собственно-
го веса составил 21,3 см при расчётной величине 18,7 см. После приложе-
ния постоянной нагрузки от кровли он возрос до 30-33 см.
Обрушение покрытия произошло внезапно по всей площади во время
снежной бури, при которой толщина снежного покрова на покрытии дос-
тигла 70 см, а скорость ветра при порывах до 10 м/сек.
Линия перелома конструкции произошла поперёк покрытия вблизи его
середины. В этой зоне имели место скручивание и изгиб стержней, что сви-
детельствовало о крутильной форме потере устойчивости сжатых элемен-
тов. Несколько элементов разрушились от растяжения, но это было скорее
119
следствием аварии, чем её причиной. Многие узловые фасонки развер!
лись на 180°, но почти все соединительные болты остались на месте.
Анализ возможных причин разрушения был проведен с помощ
ЭВМ. Как показал расчёт, только от собственного веса плиты 74 её элем<
та должны были потерять устойчивость. После приложения полной нагр;
ки в 90 элементах напряжения достигли критических значений, а прогиб
центре плиты при этом составил 43 см. Поскольку полученное значеш
прогиба превышало величину его во время монтажа, был сделан вывод
том, что более 70 сжатых элементов были близки к критическому состс
нию при постоянной нагрузке. После приложения временной нагрузки
виде снега (0,6-0,75 кН/м2) сжатые стержни вблизи опор оказались пе]
груженными и потеряли устойчивость. Это привело к резкому увеличен
прогиба и быстрому разрушению плиты покрытия.
Было установлено, что причиной обрушения в конечном итоге пос.
жили серьёзные проектные и конструктивные ошибки. Масса плиты
23% превысила её расчётную величину и составила на 1 м2 112,3 кг вме<
87,9 кг. После произведенного в процессе строительства изменения раз!
ров сечения отдельных элементов не был проведен проверочный перер
чёт их несущей способности. Одной из основных причин аварии было !
звано также неудачное проектное решение покрытия, при котором огрг
дающая часть его была отделена от несущей конструкции путём вкину
ния в конструкцию коротких стоек для опирания прогонов и настила. Tai
решение существенно снизило жёсткость всей конструкции. Кроме то
было установлено, что конструкции и качество выполнения некоторых
единений не соответствовали эксплуатационным требованиям.
Экстремальные снеговые нагрузки, возникшие в результате снегопа
только усугубили критическое состояние конструкции. В результате со
тания всех негативных факторов напряжения в элементах конструкции д
тигли предела текучести и возникли необратимые пластические дефор!
ции этих элементов, приведшие к окончательному обрушению конструкг
покрытия.
3.2. Производственные здания
Аварии производственных зданий были вызваны следующими осн
ными причинами: ошибками при определении несущей способности гр;
тов основания вследствие недостаточного количества скважин или неп
вильным учётом гидрогеологии участка, неудачным выбором материале
конструкций, неправильным определением действующих нагрузок и I
действий, неудачными конструктивными решениями отдельных узло:
конструкций, ошибками в расчётах, недоучётом агрессивного воздейст
среды на конструкции и фундаменты.
В 1965 году в процессе эксплуатации произошла авария на скл
влажного концентрата горнообогатительного комбината [104].
120
Рис. 3.5. Поперечный разрез склада:
1 - стальные трёхшарннрные рамы; 2 - стеновые панели; 3 - беьнный пол толщиной
30 см; 4 - положение фундамента после смещения; 5 - концентрат
Склад представлял собой здание пролётом 42 м и длиной 348 м (рис.
3.5). Несущими конструкциями здания служили стальные трёхшарнирные
рамы пролётом 42 м высотой 17,34 м. По верху рам по продольной оси зда-
ния расположена транспортёрная галерея шириной 8 м и высотой до конька
крыши 10 м. Стены склада выполнены из керамзитобетонных панелей по
стальному фахверку. Размеры подошвы фундаментов рам 4,1x6,5 м, глуби-
на заложения от уровня пола 6,2 м.
Основанием фундаментов были зеленовато-серые глины с расчётным
сопротивлением грунта 3 кгс/см2. На верхние слои грунта площадки про-
ектным заданием расчётное сопротивление грунта рекомендовалось на
глубине 2 м 1-2 кгс/см2. Грунтовые воды в июле-октябре 1954 г. имели уро-
вень зеркала на глубине около 3 м от поверхности земли. За период 1954-
1965 гг. гидрогеологические условия площадки претерпели некоторые из-
менения, главным из которых является подъём уровня грунтовых вод при-
мерно на 1,5 м.
По показаниям очевидцев, авария началась следующим образом: 12
апреля 1965 г. по ряду А лопнула горизонтальная стальная связь между ра-
мами. Затем был слышен характерный треск рвущегося металла и звон па-
дающих стёкол из переплётов фонаря. Снаружи появился прогиб конька
Кровли и деформация стен по ряду А и И. В кирпичной кладке стен у ряда
А появились трещины, а также выпучивание грунта у отмостки стен. В это
Время стали производить наблюдение и замер продолжающихся деформа-
121
ций склада. Наблюдалось продолжающееся смещение опор рам по ряду А
искривление галереи над складом. В дальнейшем происходило выпучи»,
ние грунта у стен по ряду А, произошло сползание гребня складируемого
концентрата и обрушение конструкций транспортёрной галереи. 1
Таким образом, с 12 по 17 апреля происходило горизонтальное смеше-
ние фундаментов трёхшарнирных рам от проектного положения с макф.
мальной величиной 4,66 м. К концу развития горизонтальных деформаций
фундаментов максимальная высота выпора грунта составила 2,35 м г»и
ширине вала 6 м. |
Проверочные расчёты выявили недостаточную несущую способно®!
основания для восприятия действующих нагрузок. Так, расчётное сопро-
тивление грунта на глубине 2 м составляло 1-2 кгс/см2, фактическое ср ц-
нее давление от штабеля влажного концентрата составляло 2,6 кгс/см2 а
максимальное 5,8 кгс/см2. j
Основной причиной аварии склада является потеря устойчивости j с-
нования штабеля влажного концентрата, обусловленная значительны ш
нагрузками. В результате этого потерявшая устойчивость масса грунта i с-
нования штабеля захватила фундаменты несущих конструкций склада и
сместила их на расстояние 4,66 м. S
Авария произошла из-за следующих ошибок, допущенных при про к-
тировании:
- при проектировании склада расчёт основания по деформациям? от
воздействия штабеля концентрата не производился, несмотря на з :а-
чительные давления на грунт, доходящие до 58 тс/м2; i
- не учтено при проектировании влияние нагрузки от штабеля на н-
даменты рам и отсутствует расчёт их основания на устойчивость;
- не учтены колебания уровня грунтовых вод в процессе эксплуата ни
сооружения и необходимость в водозащитных мероприятиях; <
- отсутствие мероприятий по организованному отводу поверхност лх
и технологических вод;
- принятая в проекте склада конструкция пола нз неармированного >е-
тона марки 100 толщиной 30 см не рассчитана на нагрузку от шт >е-
ля влажного концентрата и на подвижную нагрузку от тяжёлого X-
каватора, обслуживающего склад.
В многоэтажном производственном здании, размерами в плане 198 21
м, высотою 13 м с несущими кирпичными стенами с пилястрами возш ло
аварийное состояние с опасностью его обрушения [85]. Фундаменты зда ия
ленточные бутобетонные. Покрытие железобетонное по стальным фермам-
В последних числах августа после нескольких лет эксплуатации нача-
лось катастрофически быстрое разрушение цокольной части стены на уча-
стке длиной около 10 м и вслед за этим начала деформироваться наруЖ®аЯ
стена здания.
Если фермы покрытия опирались на кирпичные пилястры, то мез О'"
этажные монолитные железобетонные перекрытия опирались непосре '
122
венно на наружные стены. В связи с этим осадка стены повлекла за собой
осадку двух перекрытий.
При обследовании было установлено, что здание расположено на
склоне у подножья Уральских гор. По склону имеют место родниковые вы-
ходы грунтовых вод. Детального изучения гидрогеологии площадки перед
началом проектирования не производилось.
Продольная ось здания расположена перпендикулярно общему уклону
площадки. Благоустройство территории выполнено неудовлетворительно и
не обеспечивало поверхностного водоотвода. Ленточные бутовые фунда-
менты перекрыли поток грунтовых вод, вследствие чего создался подпор и
местное обводнение. Уровень грунтовых вод поднялся выше изоляционно-
го елоя. Кладка цоколя из кирпича полусухого прессования систематически
увлажнялась, а в зимнее время замораживалась. В результате кирпичная
кладка потеряла прочность и цоколь не выдержал.
Осадка стены происходила исключительно быстро. Удерживающими
элементами послужили оконные переплёты с коробками, но и они вскоре
начали деформироваться. Стекла, изгибаясь, лопались и стена осаживалась.
Ввиду явных признаков обрушения работа цеха была прекращена.
Так как на отметке 6,5 м находилось наиболее нагруженное монолит-
ное железобетонное перекрытие, то было принято решение в первую оче-
редь снять эту нагрузку со стены. Путём постановки на шпальные клетки
деревянных стоек под балки перекрытия со стороны цеха и забивки клинь-
ев, нагрузку от перекрытия со стены сняли. Установкой наклонных стоек в
перемычки первого этажа была подкреплена стена второго этажа от обру-
шения. Впоследствии повреждённый участок стены был разобран и выло-
жен заново.
Причиной аварии явился неучёт при проектировании здания, располо-
женного на склоне, особенностей гидрогеологии участка.
В январе 1985 году произошло обрушение решётчатого купола из
стальных конструкций, перекрывающего главный корпус высоковольтного
испытательного стенда ВЭИ в г. Истра Московской области. Конструкция
купола была решена в виде сетчатой оболочки диаметром 236,5 м, высотой
118,4 м. Форма поверхности оболочки близка к форме эллипсоида (рис.
3.6). Стержни каркаса, образующие пространственную сеть с треугольной
решёткой, были выполнены двухветвевыми в виде ферм с параллельными
поясами из спаренных уголковых профилей. Высота сечения 2,5 м. Мате-
риал поясов - сталь 09 Г2С-12. Раскосы из электросварных труб диаметром
60 и 83 мм с толщиной стенки соответственно 2,5 и 2,8 мм. Оболочка опи-
ралась на 83 столбчатых опоры. К наружным поясам каркаса приваривалась
Мембрана из рулонной стали толщиной 1,5 мм. Натяжение мембраны осу-
ществлялось при монтаже блоков каркаса. Назначение мембраны помимо
ограждающих функций включало восприятие ветровых и снеговых нагру-
зок.
123
Рис. 3.6. Конструктивная схема купольного покрытия корпуса испытательного^
стенда в г. Истра ;
Вследствие ошибок проекта и недостатков изготовления на стадии •
вершения строительства произошло обрушение купола. Авария случил! ь
рано утром, что предотвратило многочисленные человеческие жертвы. 4
Государственная комиссия, расследовавшая причину аварии, отметь а
следующие недостатки проектирования и строительства. ;;
Заказчиком и проектным институтом на предпроектной стадии не бы и
организованы научно-исследовательские и экспериментальные работы,; е
было проведено экспериментальное исследование купола на моделях с |
лью изучения его напряженно-деформированного состояния на стадии мв-
тажа и эксплуатации при разных схемах загружения. В результате не (Цл
обеспечен при расчёте купола полный и всесторонний учёт воздействии а
также особенностей конструктивного решения купола и технологии мояф-
жа навесным методом. Я
Со стороны заказчика, завода изготовителя, генподрядной организации
не было обеспечено осуществление необходимого контроля качества яЬ
талла, точности изготовления и монтажа, а также геодезического контроЯ-
Напряженно-деформированного состояния купола в процессе его
ведения не контролировалось. Я s
В результате неточностей монтажа происходила нестыковка моИ®*
руемых конструкций и проектировщики по ходу строительства меИвМ
принятые проектные решения узлов стыков элементов без должной их Лй
работки. Ж'
В районе строительства возможно влияние тектонических процессе!
связи с его расположением на пересечении региональных разрывных спМ
тур древнего заложения, сохранивших тектоническую активность до®^
стоящего времени. Я
Кроме того, по мнению многих ведущих специалистов в областиЯ^
таллических конструкций, существенную роль в аварии сыграли осном?
124
предпосылки расчёта, такие как выбор геометрии купола, эллиптическая
форма которого не способствовала изгибной устойчивости покрытия при
действии асимметричных нагрузок.
В Великобритании проведен анализ причин ряда однотипных аварий
одноэтажных производственных зданий из лёгких металлических конст-
рукций, сопровождавшихся частичным или полным разрушением покрытий
в результате чрезмерной снеговой нагрузки [5]. В связи с тем, что конст-
руктивные решения и форма разрушения этих зданий были аналогичны,
причины аварий и их последствия были проанализированы на примере час-
тичного разрушения покрытия одноэтажного производственного здания,
строительство которого осуществлялось в три этапа.
На первом этапе строительства здание было выполнено двухпролёт-
ным с пролётами по 18,3 м, длиной 45,7 м, высотой 4,3 м (рис. 3.7). Несу-
щими конструкциями здания являлись стальные поперечные рамы с риге-
лями сварного двутаврового сечения переменной высоты. Шаг рам 6 м. Ри-
гели рам были связаны в продольном направлении прогонами из холодног-
нутых профилей, по которым уложен настил из асбестоцементных плит.
Горизонтальные нагрузки воспринимались связями в плоскости стен и по-
крытия.
Рис. 3.7. Производственное здание из лёгких конструкций в Великобритании:
а - план здания; б - разрез; 1,2,3, - покрытия здания, возведённые соответственно в
2 и 3 очереди строительства; 4 - граница перепада высот покрытия; 5 - разрушен-
ное покрытие
125
На втором этапе строительства к этому зданию на половину длины Яц
были пристроены ещё два пролёта по 16,75 м, конструктивное решение А.
торых было аналогично основному зданию. я
На третьем этапе в результате реконструкции пристроенная часть бфа
увеличена ещё на 45,7 м с высотой 5,8 м. я
На втором году эксплуатации здания в его окончательном вариаяге
произошло обрушение покрытия на участке длиной 12 м в месте примыяа-
ния частей здания друг к другу. Причиной обрушения послужила чрез»Л.
ная местная снеговая нагрузка. Под действием сильного ветра в зоне пя*.
пада высот образовался снеговой «мешок», нагрузка от которого составляю
200 кгс/м2, что в 2,6 раза превышало, принятую в расчёте нагрузку. Шщ
действием этой нагрузки прогоны сильно прогнулись и затем рухнули в
результате разрушения опорных соединений. На соседнем участке пошЬ-
тия прогиб прогонов также значительно превышал допустимый, но ЗЖь
обрушения не произошло благодаря пластическому характеру деформагяК.
Предельно допустимая нагрузка на прогоны определялась на осщяаь
нии натурных испытаний, проводимых по стандартной программе. Обрита
испытывались до разрушения и допустимые расчётные нагрузки на прою-
ны определялись путём деления предельной экспериментальной нагруя®
на коэффициент запаса. Я
Основная причина аварии заключалась в том, что расчётная снеговая
нагрузка на покрытие не была уточнена в процессе пристройки и удлиняя®
здания. Она была принята в соответствии с едиными нормами для всех пр-
онов Великобритании равномерно распределённой и постоянной, равно®®
кгс/м2 (от снегового покрова толщиной 60 см). В месте пристройки с уввИ-
ченной высотой покрытия в связи с перепадом высот это привело к обрво-
ванию снегового «мешка», что не было учтено проектировщиками при ®3-
работке проекта покрытия. Я
3.3. Инженерные сооружения я
Аварии инженерных сооружений, так же как аварии зданий, быиЯИ
вызваны следующими основными причинами: неправильным учётом №
щей способности основания и бокового давления грунта, неудачными
структивными решениями и неправильным выбором материалов консп№'
ций, неправильным учётом действующих нагрузок и воздействий, ошй®*’
ми расчёта и конструирования, недоучётом коррозионного воздейсв®
среды. Л
3.3.1. Подпорные стены Я s
Аварии подпорных стен случаются довольно часто и вызваны в oCw®'
ном следующими причинами: неправильным расчетом при проектирован1
или отсутствием вовсе расчета (обычно при строительстве хозяйствей®^
126
способом или непосредственно самим владельцем), неправильным опреде-
лением характеристик грунта, определяемых по справочным данным без
лабораторных исследований, проектированием засыпки пазух глинистыми
грунтами, отсутствием в проекте дренажных устройств, неправильным учё-
том нагрузок от складируемых материалов.
При строительстве на глинистых грунтах в течение длительной экс-
плуатации сооружения под влиянием увлажнения могут измениться перво-
начальные проектные характеристики грунта. Так, сопротивление сдвигу
неразмягчённой глины составляет 1,12 кгс/см2 , а сопротивление размяг-
ченной глины около 0,15 кгс/см2, что необходимо учитывать при проекти-
ровании.
На Военно-Грузинской дороге через 16 лет эксплуатации произошло
разрушение подпорной стены галереи. В результате аварии на участке дли-
ной 165 м была опрокинута верхняя часть подпорной стены, расположенная
с нагорной стороны, обрушены железобетонные балки перекрытия и стойки
галереи. Оставшиеся на некоторых участках подпорные стены наклонены к
проезжей части дороги.
Обрушение происходило постепенно в течение 14 дней и началось с
разрушения нижней части стойки галереи при смещении её на 40 см в сто-
рону обрыва. Первые признаки разрушения были замечены за 4 месяца до
аварии.
Рис. 3.8. Авария подпорной стены на Военно-Грузинской дороге:
1 ~ одиночное мощение; 2 - железобетонная колонна 40x40 см; 3 - железобетонные
ригели; 4 - бетонный лоток дренажа; 5 - автодорога
127
Галерея состояла из подпорной стены (рис. 3.8), расположенной с на-
горной стороны, выложенной из бетонных блоков и железобетонных балок
и стоек перекрытия галереи. Монолитные фундаменты под стойки пере-
крытия галереи одновременно являлись низовыми подпорными стенам^.
Над перекрытием была устроена амортизирующая засыпка от камнепад^.
По длине стена разделялась на секции длиной 15 м каждая. Общая длина
подпорной стены составляла 670 м. а
По мнению комиссии, расследовавшей аварию, причиной разрушения
явилась потеря устойчивости подпорнйх стен с нагорной стороны, вызван-
ная увеличением бокового давления грунта засыпки на подпорную сте».
Давление увеличилось по причине переувлажнения суглинистого rpyfflL
что привело к увеличению его объёмного веса, уменьшению угла внутрен-
него трения, чему способствовала также неудовлетворительная работа я-
стенного дренажа.
Последовательность разрушения галереи представляется в следующ
виде: вследствие увеличивающегося давления на подпорную стену и го|
зонтального сдвигающего усилия образовался крен подпорной стены, '<
клонение её верхней части, связанной с перекрытием и стойками галер
Когда отклонение достигло величин, превышающих несущей способна и
стоек, произошло разрушение нижней части стоек галереи. Выход из ст я
стоек галереи ещё больше уменьшил сопротивляемость находящихся в к [*
тическом состоянии подпорных стен, приведя к разрушению их верх! й
части. Проведенные проверочные расчеты показали недостаточную нс
щую способность подпорных стен. j
Причиной аварии явились недостатки проекта. В проекте подпор, й
стены не была предусмотрена засыпка дренирующим грунтом за стена Е
При строительстве были допущены отклонения от проекта: не были сд Р
ны осадочные швы между секциями стен.
В городе Магнитогорске на складе рудных концентратов агломер! Р
онной фабрики произошла авария подпорной стены.
По проекту сборно-монолитная подпорная стена была устроена па :
риметру здания. Горизонтальное давление от сборных железобетонных па-
нелей стены передавалось на монолитные железобетонные фундаменты и
подколенники стальных колонн одноэтажного промышленного здания
(рис. 3.9).
Грунтовых вод при изысканиях и разработке котлована при строитель-
стве стены обнаружено не было, но при обследовании стены после аварии в
пяти скважинах из семи оказалась вода.
К моменту аварии были возведены фундаменты двухпролётной части
здания, установлены стеновые панели подпорной стены, почти полностью
смонтированы стальные конструкции здания, стеновые панели, сделана
обратная засыпка пазух подпорной стены (верх засыпки был ниже проект-
ной отметки на 0,1... 1,2 м).
128
Рис. 3.9. Авария подпорной стены в г. Магнитогорске:
а - конструкция; б - усиление конструкций после аварии; 1 - стальная колонна зда-
ния; 2 - железобетонный подколенник; 3 - излом подколенника; 4 - смещенное
положение подколенника; 5 - панели подпорной стены; 6 - обойма усиления; 7 -
существующий пол; 8 - распорка пола
Аварии предшествовали дожди ливневого характера. Первоначально
замеченное искривление стены здания в плане пытались объяснить неточ-
ностью монтажа, но на следующий день произошло нарастание деформа-
ций из-за сдвига подпорной стены. Кодонны стального каркаса сместились
на участке длиной более 80 м по кривой со стрелой посередине 84 см.
Смонтированное до аварии покрытие частично препятствовало смещению
подпорной стены, но при этом произошёл излом монолитных железобетон-
ных подколенников. В наиболее деформированном подколеннике были
Разорваны стержни рабочей арматуры.
Сразу после аварии начали выемку грунта с наружной стороны под-
порной стены и таким путем предотвратили дальнейшее её смещение.
Изучение проектных материалов показало, что при расчёте подпорной
стены коэффициент трения подошвы фундамента по грунту был принят
Равным 0,45. В действительности на основании натурных испытаний коэф-
фициент трения менялся в пределах 0,43...0,37. При определении нагрузок,
Удерживающих стену от сдвига, не был учтен коэффициент надёжности по
нагрузке 0,8, что привело к искаженному показателю её устойчивости.
L 129
Г °*иибки проектирования
3.3.2. Железобетонные резервуары и ёмкости
Основными ошибками, допускаемыми при проектировании, являлис
неудачный выбор конструктивного решения сооружения и отдельных е|
конструкций, приводящего к потере герметичности ёмкости, неправилыя
определение характеристик грунта засыпки заглубленного сооружейия;;
грунтового основания, неправильный расчёт, неправильный выбор мат
риала конструкций ёмкости, покрытия и проходных мостиков очиствд
сооружений, неучёт коррозионного воздействия среды и плохая защита <
коррозии предварительно напряжённой арматуры.
К ёмкостям при эксплуатации предъявляются повышенные требован]
к непроницаемости. Потеря герметичности резервуаров вызывает загрязц
ние окружающей среды, утечку продукта, повышение уровня грунтов!
вод на территории предприятия, а для резервуаров чистой воды возник® г
опасность проникновения наружных канализационных вод во внутрь резв -
вуара при его неполном заполнении, что может повлечь загрязнение исто -
ников водоснабжения. i
Ёмкостные сооружения могут подвергаться воздействиям агрессивщ к
грунтовых вод снаружи и агрессивных продуктов, хранящихся внутри f -
х
и
зервуара. 1
Для открытых сооружений водоснабжения и канализации, KOHcrpj -
ции которых находятся в зоне переменного увлажнения и промерзания^ к
ним предъявляются повышенные требования по морозостойкости.
В резервуарах для нефти и мазута наиболее распространенными i
фектами являются потеря герметичности стен, днища и покрытия. Почтив о
всех резервуарах дЛя нефти и мазута отмечаются протечки продукта в М< -
тах прохода через стены или днище технологических трубопроводов, в Mi
тах стыков стен с днищами. Многочисленные обследования построенн
заглубленных резервуаров для нефти и мазута выявили их негермеп I-
ность. Причём, представляет большую трудность нахождение мест утече
их устранение. В связи с этим институт ЦНИИпромзданий не рекомендо! л
к применению при разработке проектов заглубленные железобетонные^
зервуары для нефти и нефтепродуктов без надёжной их облицовки.
На Кондровском бумажном комбинате в Калужской области 6l о
проведено обследование аэротенков очистных сооружений, находящих! в
эксплуатации 17 лет. Аэротенки представляли из себя открытые пр® •-
угольные ёмкости с размерами в плане 60x36 м, глубиной 5 м. Строит! >•
ство ёмкостей производилось по типовому проекту с применением сбор! х
железобетонных стеновых панелей и монолитного железобетонного дни! £
На основании обследования был выявлен ряд повреждений. S
В большинстве стыков между стеновыми панелями произошло раз |
шение бетона с протечкой стоков в ряде мест. Бетон в поврежденных fl I
ках имел неплотную структуру с низкой прочностью. В стыках между* t
нелями имелись также сквозные вертикальные трещины с шириной |
130
крытия вверху аэротенка 0,1....2 мм, которые сходили на нет в месте задел-
ки в зуб днища. Эти трещины располагались в месте контакта бетона стыка
и стеновой панели. При ширине раскрытия трещин 0,5 мм и более через них
происходило поступление грунтовых или вытекание сточных вод. Образов
вание указанных выше трещин вызвано усадкой бетона.
Отмечалась протечка вод через днище и стены в местах деформацион-
ного шва вследствие его неплотности.
Под воздействием периодического замораживания происходило раз-
рушение бетона стен и перегородок в уровне жидкости. В этих местах
прочность бетона составляла 60% от прочности бетона панели, имелись
каверны и отслоения защитного слоя бетона. Ниже уровня жидкости на-
блюдалась в отдельных местах с пониженной толщиной защитного слоя
коррозия арматурных сеток панелей.
Под воздействием агрессивных сточных вод происходила интенсивная
коррозия стальных закладных деталей и металлоконструкций.
Большим разрушениям подверглись конструкции железобетонных
проходных мостиков, выполненных из сборных железобетонных типовых
плит перекрытий. Под воздействием повышенной влажности и разморажи-
вания бетона в большинстве железобетонных плит мостиков имелись сле-
дующие повреждения: отслаивание защитного слоя бетона с коррозией ра-
бочей арматуры до 50% сечения, ряд полок плит продавился под давлением
установленных на них трубопроводов, имелись большие прогибы плит, со-
ставляющие 60 мм (1/100 пролета), разрушение опор мостиков, обрушение
отдельных плит. Вследствие указанных повреждений конструкции мости-
ков пришли в аварийное состояние и проход по ним стал невозможным.
Во всех монолитных лотках произошло разрушение бетона от размо-
раживания, что вызвало протечки и их деформации.
На основании проведенного обследования было признано, что аэро-
тенки находятся в неудовлетворительном состоянии, а конструкции мости-
ков в аварийном состоянии.
Причиной повреждений конструкций ёмкостей явился недоучёт реаль-
ных условий эксплуатации сооружения при проектировании.
В открытом плавательном бассейне, построенном по типовому про-
екту из монолитного железобетона, произошло разрушение монолитной
железобетонной плиты днища. Бассейн прямоугольный в плане с расстоя-
нием по поперечному сечению между стенами 14 м был полностью заглуб-
лен в грунт (Рис. 3.10). Плита днища выполнена из монолитного железобе-
тона толщиной 16 см с армированием сетками. Местность, выбранная для
возведения бассейна, пониженная, имеет высокое стояние грунтовых вод,
отметка которых поднимается после дождей. Под напором давления грун-
товых вод при незаполненной ёмкости плита днища бассейна выпучилась и
разрушилась. Разрушение произошло вследствие того, что плита днища
толщиной 16 см не могла работать от давления грунтовых вод при пролёте
14 м.
131
5*
При привязке сооружения следовало бы принять отметку заложи
днища бассейна так, чтобы пригрузка от собственного веса плиты дни
уравновешивала противодавление, создаваемое грунтовыми водами. '
как надёжное понижение уровня грунтовых вод не представлялось возмс
ным, было при ремонте принято решение приподнять отметку днища на
см с заполнением дна бассейна бетоном. При этом для сохранения необ
димой глубины бассейна его борта пришлось приподнять на соответств}
щую высоту.
Другой открытый плавательный бассейн прямоугольный в плане
баритом 30x50 м с максимальной глубиной 3 м был построен на садо
дачных участках хозяйственным способом. Стены бассейна были вып
йены из кладки бетонных фундаментных блоков толщиной 40 см на
ментном растворе. Для предотвращения утечек воды снаружи стен был
полнен глиняный замок с помощью обвалования стен глинистым грунт
Днище бассейна выполнено из армированной полиэтиленовой плёнки
слою щебня, а сверху засыпано песком. Никаких расчётов при проекта
вании бассейна не производилось.
При наполнении бассейна водой выявилась большая утечка во
вследствие чего эксплуатация бассейна оказалась невозможной. По
пробного испытания бассейн в течение нескольких лет не эксплуатироь
ся.
При обследовании конструкций бассейна были выявлены многоч
ленные трещины и неплотности в кладке стен. Стены под давлением гру
обвалования прогнулись вовнутрь ёмкости с максимальным прогибом
верху 0,5 м. Проверочные расчёты выявили недостаточную несущую с
собность стен.
Рис. 3.10. Конструкция бассейна с подпором грунтовых вод
Рис. 3.11. Конструкция монолитного железобетонного резервуара для пульпы
132
Днище бассейна, выполненное из полиэтиленовой пленки, во многих
местах было порвано от прораставших снизу растений. Кроме того, при
проектировании был не проработан вопрос очистки днища из песка от ор-
ганических остатков при эксплуатации бассейна. Для осуществления экс-
плуатации было предложено осуществить ремонт бассейна путём устройст-
ва изнутри стен и днища из монолитного железобетона.
Железобетонный сблокированный наземный резервуар для пульпы по-
лучил значительные повреждения в виде трещин, вследствие чего возникло
аварийное состояние с опасностью обрушения. Резервуар имел размеры в
плане 8x60 м, высоту 11,7 м (Рис. 3.11). Продольные стены были выполне-
ны переменной толщины, увеличивающейся к их основанию до 1,2 м. Со-
пряжение стен в углах запроектировано прямоугольным без вутов.
Во время эксплуатации в стенах резервуара образовались трещины, а
прогиб продольных стен в горизонтальном направлении достиг 186 мм.
Особенно большие опасные вертикальные трещины с раскрытием до 12 мм
возникли во всех внутренних углах продольных стен в местах их пересече-
ния с поперечными стенами. В месте пересечения продольных стен с внут-
ренней поперечной стеной возникли сквозные трещины с раскрытием до 4
мм, что вызвало опасение за состояние анкеровки горизонтальной армату-
ры стен.
На основании проведенного обследования резервуара был сделан вы-
вод, что возникшие повреждения резервуара были вызваны ошибками, до-
пущенными при проектировании. При проектировании резервуара расчёт
его продольных стен от давления жидкости был выполнен как консольных
подпорных стен. В действительности, исходя из рассмотрения схем обра-
зования трещин и прогибов стен, продольные стены работали как неразрез-
ные плиты, опорами которых являлись поперечные стены.
Проверочные расчёты, выполненные с учётом фактических характери-
стик материалов и действительной расчётной схемы, показали, что в стенах
резервуара возникли значительные горизонтальные усилия: пролётные и
узловые моменты, продольные силы, на восприятие которых резервуар не
был рассчитан.
По данным обследования конструкции резервуара были усилены пред-
варительно напряжёнными стальными затяжками, вертикальные трещины
заинъектировали водоцементной смесью состава 1:1,4 (вода: портландце-
мент М600) под давлением при максимальных прогибах стен, которые под-
держивались при помощи стальных распорок, установленных в двух уров-
нях емкостей, предварительно для этого загружавшихся водой. Через год
после выполнения усиления резервуар был обследован вновь. Было выяс-
нено, что развитие трещин было прекращено, прогиб стен от нагрузки
уменьшился вдвое.
133
3.3.3. Стальные резервуары
Основными причинами аварий вследствие ошибок проектировали
были: неправильный учёт грунтового основания, вследствие чего сооружу
ние получало недопустимые крены, осадки, и разрушения конструкций
недоучёт коррозионного воздействия продукта хранения и отсутствие н|
обходимой защиты от коррозии, ошибки при расчёте и конструирован^
конструкций, неправильный выбор материала конструкций.
Аварии крупных стальных резервуаров, сопровождающиеся разливу
огромных масс жидкости, могут привести к катастрофическим последств»
ям с человеческими жертвами и значительному загрязнению окружающе
среды.
Значительное количество аварий наблюдалось в 80-х годах прошлое
столетия в резервуарах для горячей воды, применяемых на тепловых ста!
циях в качестве баков-аккумуляторов для теплоснабжения. Аварии conpi
вождались мгновенным разрушением корпуса резервуара с разливом ropi
чей воды температурой выше 90° и нередко с человеческими жертвам
Как выяснилось позднее, при проектировании резервуаров недоучитыв^И
лась возможность сильной коррозии стальных конструкций под действием
горячей воды. При разработке типовых проектов этих резервуаров проеиИ
ной организацией в качестве основы были приняты типовые проекты резерв
вуаров для нефтепродуктов без должной проработки особенностей воздеЩ
ствия горячей воды на материал конструкций и условий эксплуатации р<Л
зервуаров. Конструкции резервуаров снаружи были закрыты тепловой изоМ
ляцией и недоступны были для периодического контроля. Образования
местного разрушения от коррозии в виде язв приводило к концентрации
напряжений и ослаблению сечения стен резервуара, что способствовали
образованию трещин, их росту и приводило в конечном итоге к мпювеиИ
ному разрушению корпуса. Для предотвращения развития образовавшихся
трещин и мгновенного разрушения корпуса при конструировании стен сл^И
довало бы предусмотреть специальные мероприятия: устройство колец жаИ
сткости или предварительно напряжённой кольцевой арматуры, ограншиИ
вающих длину образовавшихся трещин и тем самым предотвращающий
мгновенное разрушение корпуса резервуара, устройство оградительнмИ
сооружений, воспринимающих на себя ударную волну от аварийного ра^В
лива воды.
При проектировании резервуаров для нефти и нефтепродуктов следу<|Я
предусматривать специальные ограждения или поддоны, предупреждаКЯ|
щие загрязнение внешней среды в случае утечки продукта из ёмкости.
На центральной отопительной котельной ГРЭС после 6 лет экспл)яИ|
тации произошла авария стального резервуара вместимостью 2000 м3 ДЯ|
горячей воды. Резервуар был цилиндрической формы диаметром 15,2
высотой 11,8 м и сооружён был по типовому проекту. Снаружи резервуЯ!
134
был утеплён минераловатным утеплителем, закрытым облицовкой из алю-
миниевых листов.
В результате аварии резервуар разорвался по всей высоте стенки и
оторвался по контуру стены от днища и покрытия. Первоначальное разру-
шение началось с образования вертикальной трещины в трёх метрах от низа
стенки. Мощной волной горячей воды с температурой 90° С, образовавшей-
ся при разрушении резервуара, повреждено оборудование и другой резер-
вуар котельной.
Причиной аварии явились сильные коррозионные повреждения внут-
ренней поверхности стен. Глубина коррозии стен составила 2-3 мм. В не-
скольких местах на корпусе имелись сквозные проржавления, которые и
явились, вероятно, началом зарождения трещины. Интенсивной коррозии
способствовала высокая агрессивность к стали горячей воды и неудачная
антикоррозионная защита.
В городе Комсомольске-на-Амуре на металлургическом комбинате
Амурсталь произошло обрушение стальной водонапорной башни. Водона-
порная башня с рабочим объёмом 2600 м3 состояла из цилиндрического
резервуара с коническим днищем, установленного на решётчатую башню
(рис. 3.12).
Резервуар высотой 19 м, диаметром 16 м опирался коническим днищем
толщиной 20 мм на опорную седловину, состоящую из двух пересекающих
балок переменного сечения. Башня прямоугольная в плане с размерами 7x7
м по низу и 4x4 м по верху выполнена была из горячекатаных труб диамет-
ром 426 мм. Решётка башни крестовая из одиночных уголковых профилей.
Башня опиралась на железобетонную фундаментную плиту с размерами в
плане 12x12 м.
В процессе наполнения резервуара водой при гидравлическом испыта-
нии под действием собственного веса воды конусная часть днища в местах
соединения с элементами опорной крестовины под двумя опорами вогну-
лась вовнутрь и резервуар, наклоняясь, начал падать, поворачиваясь при
этом на несущих опорах по часовой стрелке. Затем в один миг всё сооруже-
ние обрушилось. Резервуар упал вверх.дном у основания опоры. Упавшими
конструкциями были повреждены расположенная рядом градирня, межце-
ховые коммуникации и два железнодорожных пути. От возникшей ударной
волны отдельные части металлических конструкций были отброшены на
расстояние 100-150 м. При аварии пострадало 7 человек.
Осмотр башни после аварии выявил разрыв трёх нижних поясов седло-
вины, из них два по основному металлу, а один по монтажному шву. В мон-
тажном сварном шве обнаружен непровар по всей ширине пояса. При ос-
мотре седловины отмечены следы винтовой деформации по часовой стрел-
ке на угол 5-7° и закручивание нижних поясов. На стенках всех балок сед-
ловины имелись диагональные складки и трещины, идущие от разрывов
нижних поясов седловины. Часть седловины, примыкающая к опорным
135
Рис. 3.12. Конструкция водонапорной башни в г. Комсомольск - на - Амуре
рёбрам, была вдавлена в коническую часть резервуара, а консольные
отогнуты и смяты.
По мнению комиссии, расследовавшей аварию, разрушение б
произошло вследствие потери устойчивости седловины из-за неправи
го расчёта.
Расчёт башни при проектировании был выполнен достаточно пр
ми традиционными способами по СНиП. По этим расчётам констр;
башни не имела больших запасов по несущей способности. Выбрг
расчётные схемы содержали определённые допущения. Отсутствовад
чёт на устойчивость конической части резервуара при взаимодейст
консолями седловины.
Авторами проекта была выбрана новая конструктивная форма о
ния резервуара на линейные элементы, расположенные вдоль образу!
конической оболочки. Такая схема не обеспечивала устойчивости об
136
ки, и в результате незначительных и неизбежных отклонений от идеальной
геометрической формы уже при первом испытании резервуара он потерял
устойчивость и обрушился.
Хотя конструктивное решение аналогичных башен достаточно прове-
рено в эксплуатации, опорная конструкция резервуара в виде крестообраз-
ной седловины была применена впервые и поэтому её работа не могла быть
точно оценена традиционными расчётами. Поскольку отсутствовала экспе-
риментальная проверка предложенной конструкции, необходимо было сде-
лать во время проектирования подробные расчёты напряженного состояния
седловины и оболочки с учётом их совместной работы под нагрузкой.
При проектировании вертикальных резервуаров водонапорных башен
со сферическим вогнутым днищем часто применяют опорные конструкции
в виде кольца.
Конструкция такого опорного кольца (рис. 3.13) была применена для
резервуара вместимостью 260 м3 , диаметром 6,45 м и высотой 7,7 м, уста-
новленного на водонапорной башне в районе г. Минска.
Обычно при проектировании опорного узла ограничиваются проверкой
опорного кольца на прочность и устойчивость, исходя из необходимости
восприятия им сжимающего усилия, вызванного распором днища, и соот-
ветственно рассчитывают крепление сопряжения.
Толщину нижней обечайки корпуса, к которой приваривается днище,
определяют расчётом на растяжение от гидравлического давления и она
при небольших размерах резервуара бывает обычно равна 4- 6 мм.
При пробном заполнении бака водой на треть его объёма раздался
сильный хлопок, после чего всё сооружение - ствол башни с шатром и ре-
зервуаром - разрушилось.
Осмотр разрушенных конструкций показал, что корпус резервуара был
разорван по шву в месте крепления к нему днища, которое отделилось с
приваренной к нему нижней частью обечайки.
а)
б) в)
Рис. 3.13. Конструкция опорного кольца резервуара водонапорной башни:
а - конструкция; б - вид после разрушения; в - расчётная схема; 1 - кольцо; 2 -
планки; 3 - резервуар; 4 - сферическое днище; 5 - место разрушения
137
Разрушение было вызвано тем, что корпус резервуара толщиной '
на участке, приваренном внахлёстку к опорному кольцу, работал пре
щественно на изгиб. Изгиб происходил под воздействием распора днип
силы H=Vtga, которая оттягивала указанный участок обечайки от опор
кольца (где V - вертикальная сила от веса воды и днища на единицу дг
опорного кольца).
Происшедшие аварии резервуаров, вызванные недостаточной нес}
способностью грунтов основания, характерны для сильносжимаемых г
тов. Они были вследствие следующих основных причин.
Одна из них связана с потерей устойчивости основания при быс'
заполнении резервуара и развитием нестабилизированного состоян:
грунтах. Подобные аварии вызывают большие неравномерные деформ,
резервуаров и сопровождаются подъёмом грунта за пределами резерву^
Второй причиной аварий является разрыв днищ резервуаров или с
ных швов в результате больших прогибов днища. Форма прогиба в '
случае имеет ярко выраженный максимум в центральной части.
Стальной цилиндрический резервуар диаметром 35,4 м и выс<
9,2 м пришёл в аварийное состояние, связанное с локальной потерей ус
чивости основания. Резервуар был установлен на толстом слое очень
бой илистой глины, сверху которой отсыпана подушка толщиной 0,6 1
гравия, пропитанного нефтью (рис. 3.14). Резервуар заполнялся продут
в течение 30 дней и уровень нагрузки поддерживался еще в теченй
дней. К концу этого периода был отмечен некоторый выпор грунта за
делами резервуара, однако потеря устойчивости не имела катастрофичес
последствий.
Продукт из резервуара удалили и выполнили геодезические измере
положения его днища. Измерения показали, что под одной частью ре:
вуара осадки, вызванные выпором грунта, значительно превысили оса
противоположной части днища. Замеренный за пределами резервуара по
ём поверхности грунта достигал 7 см, что свидетельствовало о начале 1
пора грунта. Своевременная разгрузка основания позволила избежать п
ной потери его устойчивости. Выполненные расчёты показали, что ко:
фициенты надёжности составили 0,81 для общей потери устойчивости
нования и 0,72 для потери устойчивости основания на локальном участк
Резервуар диаметром 45,1 м и высотой 17,1 м для нефтепродук
был возведён на площадке, сложенной двумя слоями сильносжимае»
грунтов (рис. 3.15). Поскольку расчётные осадки значительно превыш
допустимые, основание при строительстве было предварительно уплотн
с помощью временной песчаной насыпи в течение 4 месяцев. Отличит»
ная особенность фундамента резервуара заключалась в устройстве по
периметру кольцевой железобетонной стенки глубиной 4,4 м, которая г
резала верхний слой сильносжимаемого илистого грунта и нижней час'
опиралась на более прочный грунт. По окончании монтажа резервуар в
чение 2,5 месяцев заполняли водой и при этой нагрузке выдерживали в
138
чение 4 месяцев. После этого воду из резервуара откачали и провели изме-
рение осадок его днища. Было обнаружено, что в месте опирания днища на
кольцевой фундамент образовался значительный зазор между днищем и
поверхностью песчаной подушки, а в некоторых местах произошёл разрыв
сварных швов на днище. Впоследствии были приняты меры по восстанов-
лению первоначального положения днища и тщательному заполнению об-
разовавшихся полостей уплотнённым песком. Затем резервуар повторно
испытали, и, поскольку эти испытания прошли успешно, резервуар был
принят в эксплуатацию.
Этот пример показывает, что использование различного рода кольце-
вых фундаментов под стенкой резервуара может в значительной степени
увеличить неравномерность осадок днища и даже привести к его разруше-
нию.
Разрушение резервуаров может наступить вследствие применения ки-
пящей стали для стен и днища, при которой возможно хрупкое разрушение
при отрицательных температурах.
Рис. 3.14. Авария резервуара от потери устойчивости основания:
1 - резервуар; 2 - поверхностный слой; 3 - суглинок; 4 - осадка днища после аварии
139
Рис. 3.15. Осадка резервуара на сильносжимаемых грунтах:
а - разрез; б- узел опирания стенки на фундамент; в - профиль днища после гидр
лического испытания; 1 - резервуар; 2 - слой ила; 3 - суглинок; 4 - кривая осад
днища; 5 - воздушный зазор; 6 - кольцевой фундамент; 7 - кольцевая стенка
В Челябинской области при температуре окружающего воздуха j
нус 34° С произошла авария резервуара вместимостью 5000 м3, заполнен
го маслом (рис. 3.16). Резервуар диаметром 22 м был изготовлен из ки
щей стали марки СтЗкп.
При аварии стенка была разорвана по образующей по всей выс
оторвана от днища и кровли и отброшена на обвалование. Кровля обру
лась на днище.
Первоначальная трещина длиной 22 см возникла в сварном шве ко]
са люка-лаза, вваренного в стенку. Хрупкая трещина возникла из-за не!
вара сварного шва длиной 3 см и разрушила корпус люка-лаза, перейдя
повременно на основной металл стенки резервуара. Разрушив корпус л
лаза, хрупкая трещина перешла по сварному шву на 1-й пояс стенки р
вуара толщиной 10 мм и распространилась вверх по образующей ni
дельно монтажному шву корпуса.
140
3
4
Рис. 3.16. Разрушение стального резервуара от образования трещины в стене
Первые два пояса трещина прошла хрупко и, разрушив сварной шов,
связывающий 2 и 3 пояса, превратилась в вязкую. Далее она распространи-
лась под утлом к образующей, края раскрылись под действием гидростати-
ческого давления. Из образовавшегося в стенке отверстия хлынуло масло.
Возникла мощная реактивная сила, действующая на стенку в направлении,
противоположном изливавшемуся потоку.
Причиной аварии явилось применение кипящей стали для конструк-
ций, работающих на морозе.
3.3.4. Силосы и бункеры
При разработке проектов силосов допускались следующие ошибки: не-
качественно выполненные инженерные изыскания, несовершенство приня-
тых конструктивных решений, игнорирование реальных условий эксплуа-
। тации, неверно принятые расчётные схемы сооружения в целом и отдель-
I Ных его конструкций, ошибки в расчётах и чертежах.
I При проектировании силосов часто допускались упрощенные подходы
16 расчётах и конструировании: недостаточно точно определялось реактив-
|Ное давление по подошве фундаментов, не учитывалась совместная работа
^локированных силосов и напряжения от общего изгиба корпуса, не
141
23400
б)
Рис. 3.17. Конструкция силосов зернового элеватора:
а - поперечный разрез; б - эпюра реактивного давления грунта при расчёте как и
тропного упругого тела
учитывалось возникновение горизонтальных изгибающих моментов в с
ках силосов вследствие их внецентренного загружения.
При армировании стен силосов применялась одиночная арматура,
нередко приводило к разрушению стен силосов. В силосных ячейках, р
положенных в промежутках между цилиндрическими банками, при про
тировании принимали положительный момент от сыпучего материала,
отрицательный, арматуру ставили одностороннюю не в зоне растяги
щих напряжений, что также являлось причиной повреждений.
На рис. 3.17 показан силосный корпус элеватора, в стенках котор
возникли трещины при первой же загрузке [39].
Стены силосного корпуса железобетонные, выполнены в подви
формах и опущены вниз до сплошной фундаментной плиты. Днища cl
сов опираются на колонны, стоящие на той же плите, но со стенами сил
не связаны. Стены силосов в нижней подсилосной части ослаблены р
отверстий.
Если считать вертикальную нагрузку (передающуюся на стены от
зерна вследствие трения) равномерно распределённой по периметру с
сов, то напряжения в самом нагруженном простенке подсилосного поМ
ния не должны превышать 42 кгс/см2.
Но при пробной нагрузке элеватора, составляющей 2/3 от расчётной, в
стенках подсилосного помещения уже появились горизонтальные и верти-
кальные трещины. А между тем казалось бы, что в это время напряжявр
142
были ничтожными. Обследование на месте показало, что бетой был надле-
жащего качества.
Однако иначе обстоит дело, если принять, что реакция грунта распре-
деляется равномерно по всей площади фундамента.
Благодаря наличию консолей фундаментной плиты, наружные стены
силосов должны быть загружены больше, чем дает расчёт, учитывающий
нагрузку сверху (разница нагрузок сверху и снизу вызывает изгиб конст-
рукции). Но даже и в этом случае разрушения бетона не должно быть.
Проверочный расчёт исходя из расчёта фундамента, когда грунт рас-
сматривается как изотропное упругое тело, установил значительную кон-
центрацию реакций грунта по контуру, причём напряжения в стенах подси-
лосного помещения достигали значения временного сопротивления бетона
на сжатие. Таким образом, причиной повреждений стало несоответствие
принятой методики расчёта действительной работе сооружения.
В Московской области вследствие неправильного расчета железобе-
тонного бункера для брикетированного торфа произошло его разрушение
(рис. 3.18). Бункер были запроектирован многоячейковым лоткового типа с
размерами ячеек 3x6 м По контуру внизу и вверху бункер обрамлён мощ-
ными обвязочными балками, опирающимися на железобетонные колонны.
Железобетонные прямоугольные в плане бункера представляют собой
пространственную складчатую конструкцию, опирающуюся в углах на ко-
лонны. При проектировании таких конструкций их расчёт на общий изгиб
как правило не производят, либо производят упрощенно, расчленяя его на
отдельные балки-стенки и пренебрегая влиянием наклонной части воронок.
Рис. 3.18, а.
143
Рис. 3.18, б. Разрушение железобетонного бункера от общего изгиба:
а - общий вид; б - деталь нижней части
В результате неправильного расчёта (расчёт стенок бункеров был МЯ
полнен только на нагрузку от давления сыпучего материала) крайний п»
лёт бункера, находящийся в наиболее невыгодных условиях, разрушил®
При разрушении бункер сильно прогнулся и переломился в середине при-
лёта. Впоследствии в этом месте были установлены дополнительные кА
личные опоры. Разрушение произошло по главной трещине по нормаль»
му сечению в середине пролёта с шириной раскрытия до 30 мм. Я
На Челябинском металлургическом комбинате через 25 лет эксплуаш-
ции произошло разрушение железобетонной угольной башни. 'Я
Угольная башня состояла из двух цилиндрических силосов диаметр
10,8 м, высотой 16,7 м. Сверху силосов имелось надсилосное помеще»
(рис. 3.19).
Силоса были сооружены из сборных ребристых железобетонных пай -
лей. Панели с наружной стороны были стянуты арматурными пучками J
высокопрочной проволоки диаметром 5 мм. Арматурные пучки были y<i -
новлены в зоне горизонтальных рёбер жёсткости с шагом по высоте 2,3 1 *
обетонированы. В месте рёбер жёсткости панели соединялись через закЛ I-
ные детали стальными накладками, к которым приваривалась сетка с - '
следующей обетонировкой. 1
144
49.9
Рис. 3.19. Конструкция угольной башни
1 - надсилосное помещение; 2 - силос; 3 - подсилосное помещение
Первые замечания по состоянию силосов появились за 6 лет до аварии,
когда были отмечены отслаивание защитного слоя закладных деталей сбор-
ных железобетонных панелей, коррозия закладных деталей, оголение арма-
туры с внутренней стороны панелей.
За 2 года до аварии отмечалось отслоение обетонировки арматурных
пучков, а в верхней части силосов в панелях образовались отверстия, через
которые происходили просыпи шихты. Было признано состояние силоса
неудовлетворительным и были намечены мероприятия по проведению об-
следования и ремонта силоса. Однако эти мероприятия не были выполнены
вплоть до аварии.
Авария началась с образования вертикальной щели в стене силоса на
стыке панелей. Через час эта щель увеличилась примерно до 40 см и обра-
зовалась ещё наклонная трещина в плоскости сборной стеновой панели.
Через полчаса после этого произошло обрушение силоса угольной башни.
Вместе с силосом обрушилась большая часть надсилосной постройки и бы-
145
Ошибки проектирования
ли выведены из строя расположенные рядом газопроводы, кабельные ц
электрические сети, что повлекло остановку коксовой батареи на 80 часов, i
Причиной аварии явилась потеря несущей способности стен силоса |
результате коррозионного разрушения предварительно напряженной пуч]
ковой арматуры. Возникновению аварии способствовало отсутствие в npd
екте указаний о мероприятиях по антикоррозийной защите арматурный
пучков в процессе эксплуатации, недоступность их осмотра, несвоевремещ
ное устранение замеченных повреждений. 1
В г. Череповце на азотно-туковом заводе в 1981 году после 12 лет
эксплуатации произошло обрушение грануляционной башни аммиачнм
селитры. Цилиндрическая железобетонная башня диаметром 16,3 м выс«
той 57 м была сооружена по типовому проекту. I
При разрушении башня сперва осела вниз, а затем повалилась набов
Участок башни до отметки 7 м был разрушен полностью. Верхняя часе
башни после падения сохранилась. До аварии башни отмечалось отслаиви
ние и разрушение защитного слоя бетона. Я
Причиной разрушения башни явилась сильная коррозия бетона на О®
метке от 0 до 7 м из-за химического воздействия аммиачной селитры, в*
званная недоработкой в проекте мероприятий по защите внутренней га*
верхности бетона башни от коррозии.
В 1985 г. на Самаркандском химическом заводе произошло обрушен®
четырёх силосов для фосфатной муки после 2-х месяцев их эксплуатацИ.
Силоса цилиндрической формы из сборных железобетонных конструкп®
диаметром 12 м высотой 30 м.
При аварии сначала произошло обрушение силоса №2, который накД
нился и рухнул со всем содержимым на расположенную рядом этажери.
При этом погибло несколько человек обслуживающего персонала, нахож-
щихся на этажерке. За 5 дней до аварии наблюдалось отслоение кусков {W-
твора из швов сборных элементов силоса. Силос №1 разрушился при осИ-
бождении от сыпучего материала. Силоса №3 и №4 признаны аварийны®
и были снесены. Я
Причиной аварии явилось разрушение отдельных сборных элемеЙ»
силосов в результате разрыва сварных швов крепления рабочей арматуп»
закладным деталям в результате неправильного их расчёта. Первоначал»)
проект силосов был разработан в монолитном варианте. Затем, по проИ®
строительной организации проект был переработан под сборный варшИ-
При расчёте стыков сборных элементов проектировщик рассчитал их 6.W'
бочно на центральное растяжение и не учёл изгибающий момент, водЦ~
кающий в стыке элементов.
Значительное количество аварий силосов возникает вследствие н«И"
вильно запроектированных оснований. 1В
Корпус элеватора в г. Норт-Трансконе (Канада) состоял из 65 силоИ|
диаметром 4,4 м [10]. Фундаментная плита элеватора была возведен!»?
естественном основании и имела размеры 21,6x59,4 м. .
i
146
При первичной загрузке элеватора на 85% силосный корпус осел на
30,5 см и затем медленно начал наклоняться в поперечном направлении.
Наклон корпуса, продолжавшийся 24 часа, достиг 27° от вертикали и вы-
звал с одной стороны корпуса выпор грунта. При таком наклоне конструк-
ции надсилосной галереи и верхняя соединительная галерея соскользнули с
надсилосного перекрытия и были полностью разрушены.
В основании элеватора на глубину 7,7 м залегала прочная синяя глина,
затем слой толщиной 1,5-2 м, состоящий из жирной водоносной жёлтой
глины, далее пласт разрушенного известняка и наконец слой скальной по-
роды, имевший наклон. Большая податливость мягкой глины привела к
первоначальному наклону и скольжению по ней грунтового массива и по-
следующей аварии элеватора.
Крупная авария произошла на элеваторе около г. Бурга в Германии. В
поперечном направлении элеватор имел три ряда силосов общей шириной
8,2 м, высота его от верха фундаментной плиты составляла 32 м. Под фун-
даментной плитой располагались слои ила и торфяника мощностью 12 м.
Фундаментная плита опиралась на сваи длиной 13,7 м и диаметром 40,6 см,
нижние концы которых были погружены на 3 м в песчаный слой. Элеватор
нормально эксплуатировался в течение пяти лет и за это время в нем не
было обнаружено никаких деформаций. Перед аварией силосы были полно-
стью заполнены зерном. Авария произошла неожиданно. Элеватор опроки-
нулся и при ударе разломился пополам в средней части высоты силосов.
При выяснении причины аварии было установлено, что под действием
агрессивных грунтовых вод сваи потеряли несущую способность и прогну-
лись, что привело к наклону элеватора и его опрокидыванию.
На комбикормовых заводах в Московской области произошли две ава-
рии стальных силосных корпусов. Силосные корпуса имели железобетон-
ный подсилосный этаж, на котором были смонтированы запроектирован-
ные и поставленные итальянской фирмой металлические силосы диаметром
5,5 и 3 м. Силосы собирали из отдельных элементов на болтах.
Обе аварии произошли аналогично. При первичной загрузке зерном
силосов примерно на 1/3 их высоты произошёл разрыв стены по вертикаль-
ному болтовому стыку листов в нижней части силоса.
Причиной аварии явилась ошибка при проектировании стыка элемен-
тов силоса, когда не был учтён эксцентриситет усилий во фланцевом бол-
товом стыке.
3.3.5. Конвейерные галереи
При разработке проектов конвейерных галерей допускались следую-
щие ошибки: недостаточно полное выполнение инженерных изысканий,
Недостаточный учёт реальных условий эксплуатации и нагрузок, непра-
вильный выбор стали пролётных конструкций, неудачно принятые конст-
руктивные решения, неверно принятые расчётные схемы сооружения.
6*
147
Конвейерные галереи относятся к ответственным высотным сооруй
ниям. Их отказ, как правило, приводит к большим материальным потеряй
Аварии галерей имели место наиболее часто в последние два десяти
тия, когда стали внедряться в производство мощные скоростные ленточи
конвейеры, а в расчетах галерей до 1968 г. не учитывались продольные |
грузки от конвейеров. Внедрение мощных конвейеров вызвало увеличен
горизонтальных технологических нагрузок до 8 раз, в то время как перей
на более совершенную методику расчета стальных конструкций снизил,!
пасы прочности до 15%. Возникновению аварий галерей способством
изготовление их из кипящей стали, применение неудачных конструктив^
решений, способствующих концентрации напряжений в стальных элеьи
тах и хрупкому их разрушению. 1
При разработке проектов не всегда учитывались реальные услоя
эксплуатации: повышенная агрессивность внешней среды от расположи
ных поблизости сооружений, отложение пыли на покрытиях галерей. i
Ряд аварий галерей был вызван недостаточной несущей способном
опор из-за расчетных и конструктивных недостатков. Я
На рис. 3.20, а показано неправильное оприрание пролётного строки
галереи на опору, вызывающее в опорах распор, что приводило к авара
ряда галерей.
Следует указать, что в отношении конструктивной системы конвеи
ные галереи представляют повышенную вероятность аварии вследсти
того, что отказ любого элемента ферм или опор приводит, как правила
разрушению всего сооружения. J
б)
а)
Рис. 3.20. Опирание пролётных строений на опоры:
а - неправильное; б - правильное; 1 - пролётное строение; 2 - опора; 3 - стыко'1
элемент
148
Рис. 3.21. Авария конвейерной галереи:
а - схема галереи; б - повреждение анкерной опоры; 1 - пролётное строение; 2 -
анкерная опора
Основным повреждением конвейерных галерей была коррозия несу-
щих конструкций, возникшая из-за несовершенства проектных решений, в
которых не было предусмотрено организованного водоотвода с поверхно-
сти пола при гидросмыве просыпей и конструктивных мер по предотвра-
щению увлажнения элементов пролётных строений и обеспечения доступа
к ним для периодического осмотра, необходимого при эксплуатации.
Стальная трёхпролетная конвейерная галерея длиной 54 м имела одну
неподвижную анкерную опору и три упругоподатливые опоры высотой от
9,1 до 18,8 м.
149
Пролетные строения галереи установлены на горизонтальные плос
сти опор. Нижние и верхние пояса ферм пролетных строений соединен
опорами и это обеспечивало непосредственную передачу продольных у
лий от одной фермы к другой.
Галерея оказалась в аварийном состоянии до завершения ее строите
ства вследствие того, что в анкерной неподвижной опоре произошла
формация анкерных болтов и срез бетонной опоры галереи {рис, 3.1
Температура наружного воздуха в это время была -15°С. Стальные кон
рукции галереи монтировали при температуре 22°С.
При обследовании конструкций установлены дефекты проекта и м
тажа. В проекте не было указано на необходимость устройства зазора м
ду листами рифленой стали пола в месте деформационного шва гале{
Поэтому при производстве работ стальные листы были приварены к бал:
без зазора. Вследствие температурных воздействий возникли значителы
дополнительные горизонтальные усилия на анкерную опору. Велич:
этих усилий, пренебрегая влиянием промежуточных опор, можно onpt
лить по формуле
Q = aAtEA= 1, 12. 10’5 (22+15).2,1.10’4. 55,6 =485 кН,
где: а - коэффициент линейного расширения стали; Д, - величина темпе
турного перепада; Е - модуль упругости стали; А - площадь сечения и
них поясов фермы пролетного строения, равная 55,6 см2.
Таким образом на анкерную опору в момент ее разрушения дейст
вало усилие 485 кН вместо 14 кН по проекту. Только благодаря своев
менно принятым мерам авария была предотвращена.
3.3.6. Опоры и эстакады под трубопроводы
В ходе обследования отдельно стоящих опор и эстакад было устав
лено, что существующие проектные решения обладают рядом недостатк
недостаточная долговечность конструкций, особенно в условиях повьш
ной агрессивности внешней среды, недостаточная ремонтопригодность
ществующих конструкций с расположенными на них трубами, которые
возможно отключить и демонтировать на время ремонтных работ, неу;
ные конструктивные решения, ошибки в расчётах и конструировании.
Основные аварии с обрушением эстакад были связаны с разрушен
их конструкций от коррозии в условиях агрессивной внешней среды I
мышленных предприятий.
При эксплуатации стальные проходные мостики, выполненные из г
сечно-вытяжных листов на открытом воздухе, быстро выходят из строя
за коррозии по сравнению с мостиками из сплошного листа или из отд<
ных стержней. По этим же причинам в проектах эстакад применение
проходных мостиков типовых железобетонных плит перекрытий приво
их к быстрому разрушению.
150
1800
1000
Рис. 3.22. Конструкция эстакады на Череповецком химзаводе:
а - эстакада до аварии; б - эстакада после аварии; 1 - трубопроводы; 2 - электрока-
бели; 3 - закладная деталь в колонне; 4 - козырёк; 5 - вырыв закладной детали; 6 -
зона упавшей эстакады
Рис. 3.23. Авария эстакады под технологические трубопроводы на Череповецком
химзаводе
На Череповецком химкомбинате вследствие неудачного проектного
решения во время строительства произошло разрушение железобетонной
эстакады материалопроводов. Эстакада представляла из себя ряд железобе-
тонных стоек сечением 40x40 см с шагом 12 м, по которым уложены были
151
12-метровые преднапряженные железобетонные балки таврового сечей
высотой 70 см. По балкам с шагом 3 м укреплены железобетонные траве
сы, на которых располагалось 5 труб небольшого диаметра и электрокабе!
с защитным козырьком над ними (рис 3.22).
Во время производства работ по устройству защитного козырька эст
када обрушилась (рис. 3.23). Разрушение произошло от начала температу
ной вставки до поворота трассы на участке длиной 48 м.
По мнению комиссии, расследующей аварию, обрушение эстакады б
ло связано с отрывом анкеров закладной детали колонн, которые обеспеч
вали поперечную устойчивость пролетного строения при односторон!
нагрузке. В результате расследования аварии было установлено, что на
ной из опор анкера закладной детали вследствие дефектов изготовле!
были оторваны от листа закладной.
Основной причиной разрушения явилась неудачная конструктив!
схема эстакады, при которой достаточно было одной некачественно вып
ненной закладной детали, чтобы вызвать разрушение всего сооружения.
152
4. РАЗРУШЕНИЯ ПРИ ЗЕМЛЕТРЯСЕНИЯХ
При анализе механизма землетрясения в настоящее время предполага-
ется, что земная кора состоит из разнопрочных блоков-плит, в которых по
мере накопления напряжений происходит скачкообразное движение. Ука-
занное движение блоков вызывает колебания поверхности земли.
Из центра, где произошло указанное явление, во все стороны распро-
страняются так называемые глубинные сейсмические волны, которые, дос-
тигая земной поверхности, порождают новый тип волн, распространяю-
щихся по поверхности земли.
Поверхностные волны имеют меньшую скорость и большую длину и
амплитуду по сравнению с глубинными.
Траектория движения почвы в пространстве при колебаниях, как пока-
зывают инструментальные измерения, представляет собой беспорядочную
кривую и содержит как вертикальные, так и горизонтальные составляющие.
С увеличением расстояния от очага (эпицентра) горизонтальная состав-
ляющая все более превалирует над их вертикальной составляющей и ока-
зывается наиболее существенной.
Амплитуды колебаний грунтов зависят от его вида и составляют для
скальных грунтов 2...5 мм, для глин до 3 см, в илистых и насыпных грунтах
могут доходить до несколько десятков сантиметров.
В Японии при землетрясении в 1964 г. остаточные смещения грунта
составляли несколько десятков сантиметров. На фотографии рис. 4.1 пока-
заны сдвиги, происшедшие на железнодорожных путях, которые достигали
100 и более сантиметров.
Рис. 4.1. Подвижка грунта на железнодорожных путях (землетрясение в Японии)
153
? Ошибки проектирования
Рис. 4.2. Опрокидывание жилого панельного дома (землетрясение в Японии)
К повышению ускорений колебаний, что является неблагоприятны
для сооружений, приводит наличие высоко расположенных грунтовых вод.
Весь процесс землетрясения длится 10...40 секунд и за это время в
сущие конструкции получают 20...50 кратковременных нагружений.
Как правило, после сильного землетрясения происходят в течение н
скольких месяцев повторные толчки. Эти толчки постепенно ослабеваю
хотя отдельные последующие толчки по силе могут приближаться к ochoi
ному землетрясению. Повторные толчки могут вызвать окончательное ра
рушение сооружения, поврежденного первым землетрясением.
Вблизи эпицентра землетрясения (область, составляющая диаметр ою
ло 10 км) преобладают вертикальные колебания, в то время как за предел
ми данной области преобладают горизонтальные колебания, которые и уЧ!
тывают при проектировании.
Энергия землетрясения, выделяющаяся в его очаге, оценивается i
шкале магнитуд, разработанной Ч. Рихтером, а также по международ»
шкале МКС, разработанной С.В. Медведевым. *
154
Рис. 4.3. Сдвиг стального резервуара с постамента (Спитакское землетрясение)
Рис. 4.4. Опрокидывание стальной мачты (Спитакское землетрясение)
Шкала магнитуд основана на измерении максимальной амплитуды ко-
! лебаний, записанной на сейсмографе на расстоянии 100 км от эпицентра.
' Магнитуда определяется как десятичный логарифм амплитуды наибольше-
го колебания грунта.
Оценка землетрясения по шкале МКС производится по 12-балльной
шкале. Величина баллов связана с ускорением колебаний w и скоростями v
! и принимается: для 7 баллов w = 50... 100 см/сек2, v = 4...8 см/сек; для 8
[ баллов w = 100...200 см/сек2, v = 8...16 см/сек; для 9 баллов w = 200...400
см/сек2, у= 16...32 см/сек.
155
Рис. 4.5. Частичное обрушение кирпичных стен жилого дома (Спитакское землетря>
сение). Стены и перекрытия не были связаны вместе
Землетрясения силой 6 и менее баллов не вызывают опасных поврежу
дений в сооружениях и поэтому могут не учитываться при проектировании
сооружений.
Балльность землетрясений оценивается по показаниям приборов илИ
по повреждениям, которые они оказывают на сооружения.
Степень повреждения сооружений при землетрясении зависит от силы
землетрясения в баллах, грунтовых условий площадки строительства, раз-*
мера и конструкций сооружения, прочности материалов.
Неблагоприятными в сейсмическом отношении грунтами являются на
сыщенные водой песчаные и гравийные, а также пластичные глинисты
грунты. Неблагоприятным для строительства является также сильно пер
сечённый рельеф местности.
При обследовании автором сооружений после Спитакского землетр
сения в Армении в 1988 г. силой до 9 баллов были выявлены следуют
характерные повреждения: потеря общей устойчивости сооружения (ощ
кидывание, сдвиг) (рис. 4.2, 4.3, 4.4), разрушения кирпичных стен и nepei
родок (рис. 4.5), повреждения связей, подвижка и разрушение стенов!
панелей (рис. 4.6), разрушение сжатой зоны железобетонных колонн с в
пучиванием арматуры, разрушение опорных зон балок, ферм, подкранов:
балок, деформации подкрановых балок в плане, разрушение ребрист
плит с отрывом полок от продольных и поперечных ребер, искривлег
сжатых стоек и местные разрушения верхнего пояса ферм с оголением ]
бочей продольной арматуры, смещение с опор плит покрытия, балок, р
рушения сварных соединений стальных ферм и выгиба в горизонтальв
156
плоскости их нижних поясов, полное разрушение одноэтажных и много-
этажных производственных зданий (рис. 4.7, 4.8, и 4.9), кирпичных и круп-
нопанельных зданий, сборных силосов (рис. 4.10, 4.11), монолитных дымо-
вых труб (рис.4.12). Указанные повреждения были вызваны неудачными
конструктивными решениями, низким качеством материалов и работ.
Рис. 4.6. Подвижка железобетонных стеновых панелей верхних этажей 16- ти этаж-
ного жилого здания (Спитакское землетрясение)
Рис. 4.7. Обрушение покрытия одноэтажного промздания
(Спитакское землетрясение)
да г
157
Рие. 4.8. Разрушение многоэтажного промышленного здания (Спитакское землетря-5
сение) |
Обобщение данных в области промышленного строительства [34], по4
лученных на основе анализа последних сильных землетрясений (Джам»»
бульское, Газлийское, Карпатское, Спитакское), показало, что наибольший
повреждения получили промышленные здания с железобетонными конста!
рукциями. J
Здания со стальными конструкциями после землетрясения находились
в удовлетворительном состоянии, а инженерные сооружения - в относим
тельно хорошем состоянии. Д
Жилые и общественные здания из кирпичной кладки подвергаются наибоЦ
лее сильному повреждению и поэтому они не могут рекомендоваться для
массового строительства. Эти здания имеют жёсткую конструктивную схая
му и сопротивляются сейсмическому воздействию как пространственная
конструкция, когда продольные и поперечные стены объединены междя
собой и с перекрытиями достаточно прочно связями в виде: антисейсмичея
ских поясов по всему периметру стен, армирования пересечений стен, заЯ
делки перекрытий в стены с помощью специальных анкеров, обеспечения
связей между сборными плитами перекрытий и креплением их к стенам Я
обоих направлениях. Если эти связи отсутствуют или недостаточно прочный
происходит отрыв продольных стен от поперечных и падение стен. ПрЯ
этом может произойти полное обрушение здания. Этот вид разрушения ям
ляется преобладающим в зданиях, в которых антисейсмические мероприЛ
тия не предусмотрены или были недостаточными (см. рис. 4.5). Я
158
V
Рис. 4.9. Обрушение перекрытий производственного здания (Спитакское землетря-
сение)
Рис. 4.10. Разрушение многоэтажного промышленного здания (Спитакское земле-
трясение)
159
Рис. 4.11. Разрушение сборного силоса (Спитакское землетрясение)
Антисейсмические мероприятия включают в себя устройство анти- i
сейсмических железобетонных поясов на уровне низа балок перекрытий. В ]
зданиях с железобетонным или стальным каркасом пояса делаются из мате- .1
риала каркаса в виде непрерывных обвязок на уровне верха колонн. По- 1
дошвы фундаментов следует закладывать на пластах плотных грунтов. От-1
дельные фундаменты многоэтажных зданий должны быть соединены вдоль !
и поперёк здания железобетонными связями. ]
Рис. 4.12. Разрушение железобетонной дымовой трубы (Спитакское землетрясение,
160
Разрушение зданий и инженерных сооружений при обеспечении их
прочности от сейсмических нагрузок может наступить также от потери ус-
тойчивости сооружения в целом, что необходимо учитывать при проекти-
ровании.
На фотографии рис. 4.2 показано потеря устойчивости сейсмостойких
панельных железобетонных зданий при землетрясении в Японии в 1964 г.
Пятиэтажные жилые дома были построены с соблюдением правил для
сейсмического строительства и поэтому они оказались достаточно проч-
ными и выдержали действие сильного землетрясения около 9 баллов. Но,
несмотря на это, в результате больших смещений грунта сооружения поте-
ряли свою общую устойчивость. Этому способствовало нарушение прочно-
сти основания. В результате потери общей устойчивости здания поверну-
лись вокруг продольной горизонтальной оси подошвы фундамента, упали и
заняли горизонтальное положение без каких-либо серьёзных трещин или
местных разрушений. Этот случай указывает на необходимость оценки об-
щей устойчивости сооружения путём выполнения соответствующих расчё-
тов и принятия необходимых конструктивных мер.
В промышленных зданиях с железобетонными конструкциями наибо-
лее были подвержены повреждениям каменные перегородки и стены. Их
разрушение происходило вследствие косых и диагональных трещин, полно-
го обрушения перегородок и стен, отрыва стен от каркаса здания.
В этом отношении хорошо зарекомендовали себя конструкции панель-
ных стен. Хотя отмечалась подвижка стеновых панелей, выкрашивание рас-
твора из швов, но эти стены играли роль как бы гасителей колебаний карка-
са (при их подвижке происходило поглощение энергии) и они оказывали
благотворное влияние на весь каркас здания.
При повреждении колонн зданий образовывались нормальные и на-
клонные трещины, срез колонн, возникали трещины в консолях колонн,
происходило разрушение сжатой зоны колонн с выпучиванием всей про-
дольной арматуры, смещение колонн от вертикального положения.
В железобетонных балках и ригелях разрушались узлы крепления на
опорах, появлялись и наклонные трещины в приопорной части, происходи-
ло падение отдельных балок.
Плиты покрытий и перекрытий разрушались в зоне их опирания с об-
разованием продольных трещин в ребрах. Наблюдалась подвижка плит от-
носительно друг друга и падение плит от расстройства опор.
В зданиях со стальным каркасом происходила потеря устойчивости в
отдельных элементах ферм, выпучивались фермы из плоскости, разрыва-
лись отдельные связи, падали железобетонные плиты покрытия.
В инженёрных сооружениях в отдельных случаях наблюдались обру-
шения сборных железобетонных силосов, деформации опор под технологи-
ческие трубопроводы, разрушения железобетонных и каменных дымовых
труб, пешеходных галерей, перегородок и водоводных лотков в аэротенках,
161
смещение стальных резервуаров, вертикальные трещины до 5 см в подпор-
ных стенах.
Такие повреждения сооружений были вызваны несоответствием фак-
тических действующих усилий в конструкциях от сейсмических воздейст-
вий расчетным, неудачными конструктивными решениями конструкций и
узлов сопряжений, низким качеством изготовления.
Несоответствие фактически действующих усилий в конструкциях со-
оружений расчетным при землетрясениях объясняется занижением сейсми-
ческой балльности района, недоучетом различных форм колебаний соору-
жения, неправильно принятой расчетной схемой конструкций и всего со-*
оружения в целом.
Расчетная сейсмичность района занижается из-за недостаточной досто-
верности данных о землетрясениях. Сейсмичность микрорайона может по-
вышаться или понижаться на один балл в зависимости от местных грунто-
вых условий района.
Наблюдения, проведенные автором относительно жилых зданий в го->
роде б. Ленинакане в Армении показали, что имелись сильные различая в
повреждениях зданий одинаковой конструкции, расположенных на рас-
стоянии несколько сот метров.
Занижение расчетной сейсмичности на один балл по сравнению с фак-
тической (что имеет довольно большую вероятность) вызывает увеличение
сейсмических нагрузок на сооружение в 2 раза. Поскольку запас прочности
конструкций (общий коэффициент надежности) не более 2, такое превыше-
ние должно приводить отдельные конструкции в аварийное состояние.
Не менее важно соответствие расчетных предпосылок фактической ра-
боте сооружения.
По СНиП 11-7-81 при расчете большинства конструкций сооружений
допускаются остаточные деформации, трещины, повреждения отдельных
элементов. Имеется в виду, что значительные пластические деформации и
большая
гибкость
позволяют существенно (в 4 раза) снизить
сейсмический
силы. |
Анализ обрушения нескольких многоэтажных промышленных здани!
в Армении показал, что все разрушения произошли по сварным стыкам
сборных конструкций. Все это наводит на мысль, что возможной причине!
обрушения стали низкая пластичность и прочность стыков.
При расчете конструкций обычно не принимается во внимание, что
сейсмическая волна не одновременно действует в горизонтальном направо
лении на все части сооружения (эффект бегущей волны см. рис. 4.1, 4.13 Й
4.14, б). Этот тип колебаний наблюдался автором на конструкциях эста^
под технологические трубопроводы и ряда зданий (рис. 4.15). Подобный
колебания могут вызвать качественные изменения знака усилий в конст*
рукциях, что особенно важно в узлах конструкций. i
Рис. 4.13. Воздействие бегущей сейсмической волны на сооружение:
а - принятое при проектировании по СНиП; б - варианты сейсмических нагрузок,
подлежащие учёту при разработке типовых и ответственных сооружений .
Одна из причин повреждений и обрушения - несоответствие части кон-
струкций принятой расчетной схемы конструкции или сооружения факти-
ческой работе при землетрясении.
Колебания шарнирного узла одноэтажного рамного каркаса приведены
на рис. 4.14, в.
Как показывают расчеты, для указанной схемы при отклонении верха
колонн до 40 см, зазор между ригелем и колонной будет составлять 27 мм,
и край верха колонн или конец ригеля при существующем типовом узле
сопряжения (приварка ригеля к закладным деталям колонны) будут сми-
наться, или в строительных конструкциях и сварных швах соединения поя-
вятся трещины или разрывы, что подтверждено обследованиями.
При разрушении сварных швов крепления балок к колоннам может
произойти разрушение всего покрытия в результате сдвига балок по ого-
ловкам колонн.
Рассмотрим возможные варианты механизма обрушения сооружения
на примере сборного одноэтажного железобетонного здания. Разрушение
наиболее вероятно может происходить по следующим схемам.
163
Рис. 4.14. Воздействие сейсмической волны на сооружение:
а - принимаемое при проектировании по СНиП; б - подлежащее дополнительному
учету при проектировании; в - характер фактической работы типового шарнирного
узла одноэтажного здания при колебаниях
Первая схема. Разрушение начинается вследствие разрыва сварных
швов крепления плит покрытия из-за подвижки при сейсмических колеба-
ниях (по проекту крепление плит покрытия осуществляется в трех точках,
на практике часто оказывается ряд плит неприваренными). При смещени
плит с опоры фермы происходит падение ряда плит, которые тянут за собо
фермы, выкручивая их верхние пояса. Лишившись связей в виде плит, фер
мы при сейсмических толчках обрушаются с оставшимися плитами.
Вторая схема. Разрушение начинается с повреждения сварных шво
крепления балок (ферм) покрытия к колонне при колебании каркаса. Зате
балки сдвигаются с опорной части колонны и происходит обрушение час
или всего покрытия.
Такие схемы обрушения подтверждаются сильными повреждениям
отдельных колонн одноэтажных зданий (например, разрушение их со сдв
гом).
Аналогично могут быть проанализированы возможные механизмы р;
рушения многоэтажных жилых и производственных зданий и инженерш
сооружений.
164
Рис. 4.15. Отклонение из плоскости стальных опор эстакады под трубопроводы
(Спитакское землетрясение)
Таким образом, при определенных условиях отдельные повреждения
конструкций могут привести к обрушению сооружения и как следствие это-
го - к гибели людей и большим материальным потерям.
Надежность сооружений и конструкций может быть достигнута в ре-
зультате обеспечения при проектировании возможности работы конструк-
ций на сейсмические нагрузки с пластическими деформациями, осуществ-
ления специальных конструктивных мероприятий, не допускающих полно-
го обрушения конструкций при наличии в них отдельных повреждений.
Обобщение данных обследований показывает, что для сборных желе-
зобетонных сооружений слабым местом являются стыки.
При конструировании шарнирных узлов опирания ригелей на колонны
следует обеспечить свободу поворота конструкций путем устройства про-
кладок.
Для предотвращения падения железобетонных сборных плит покры-
тий и перекрытий нужно их дополнительно крепить между собой с помо-
щью гибких элементов.
Стены и перегородки в зданиях должны быть как правило панельными,
допускающими независимую работу каркаса.
165
Для многоэтажных промышленных зданий в районах с сейсмичностью .
7...9 баллов целесообразно применение зданий в монолитном железобето-
не.
Для стальных несущих конструкций одноэтажных зданий с целью г,
снижения сейсмических нагрузок следует покрытия по фермам делать в
виде профилированного стального настила.
При проектировании инженерных сооружений рекомендуется исклю-
чить сооружения из каменных конструкций, сборных силосов.
166
ПРИЛОЖЕНИЕ 1
Перечень зарегистрированных аварий зданий на территории Российской
Федерации в 1998 г. по данным Госстроя России
Дата аварии Место располо- жения и наиме- нование объекта Краткая конст- руктивная харак- теристика объек- та Краткое опи- сание аварии Основная и со- путствующие причины аварии
1 2 3 4 5
08.01.98 Республика Марий Эл, Па- рангийский район, д.Куянково, коровник на 200 голов. Эксплуа- тируется с 1985 г. Одноэтажное здание в каркасе из сборных желе- зобетонных кон- струкций. Размер в плане 72 х 21 м, высота -6 м. Обрушение 2 плит покры- тия размером 6 х 1,5 м. Потеря несущей способности плит из-за разрушения бетона и корро- зии арматуры.
04.02.98 Орловская об- ласть, пос.Залегошь, главный корпус сахарного заво- да. Эксплуати- руется с 1961 г. Одноэтажное здание с внутрен- ним каркасом из сборных ж/б кон- струкций. Размер здания в плане 123 х 36 м. Обрушение покрытия на площади 216 кв. м. Разрыв арматуры в нижней части балки из-за несо- ответствия марки стали проекту.
08.02.98 Самарская об- ласть, Безен- чукский район, с.Ольгино, ко- ровник на 400 голов. Эксплуа- тируется с 1961 г. Одноэтажное здание в каркасе из сборных ж/б конструкций с 9 растровыми без- раскосными, ж/б фермами. Размер в плане 144 х 27 м. Обрушение покрытия на площади 160 кв.м и 2-х ферм. Потеря несущей способности ферм из-за дефек- тов, допущенных при изготовле- нии, и низкого качества монтаж- ных работ.
12.02.98 Республика Карелия, на- циональный парк "Водлозер- ский", ангар- хранилище арочного типа, строится с 1997 г. Металлический каркас. Обрушение средней части ангара. Недостаточная жесткость арок из-за отсутствия проектных свя- зей. Некачествен- ная сварка.
167
1 2 3 4 5 1
13.02.98 Челябинская область, г.Златоуст, кор- пус здания тех- обслуживания автомашин. Эксплуатирует- ся с 1992 г. Здание 2- пролетное(24 х 36 м) размером в плане 108 х 60 м. Смешанный каркас: ко- лонны ж/б с шагом 6 м, фермы сталь- ные, покры- тие из проф- настила. Обрушение несущих кон- струкций в 2- х пролетах на площади 1280 кв. м. Превышение сне-. говой нагрузки на, покрытие. *
16.02.98 Ростовская об- ласть, Усть- Донецкий рай- он, станция Мелиховская, здание пождепо. Приостановлено стро ите льств ом в 1991 г. без проведения мероприятий по консервации. 4-этажное кир- пичное здание с внутренним ж/б каркасом. Размер в плане 48 х 24 м. Обрушение ригеля и 15 плит перекры- тия 4-го и технического этажей. Потеря несущей! способности кир- ] личной стенки из-] за переувлажне- | ния под воздейст- вием атмосфер- 1 ных осадков в | месте опирания 1 ригеля. J
18.02.98 Свердловская область, г.Нижняя Тура, строящийся цех мелких стено- вых блоков ЗАО "Коноид". При- остановлен строительством в 1997 г. Одноэтажное здание размером в плане 24 х 48 м. Стены из трех- слойных панелей, кровельные блоки из профнастила. Обрушение 16-ти кро- вельных бло- ков. Нарушение про-J ектных решений ] при устройстве 1 узловых монтаж-1 ных соединений 1 панелей с конст-1 рукциями карка- 1 са. |
01.03.98 Удмуртская республика, пос.Игра, цех столярных из- делий завода домостроения. Эксплуатирует- ся с 1968 г. Одноэтажное кирпичное здание размером в плане 84 х 24 м. Покры- тие арочное, де- ревянное. Обрушение 4 арок, покры- тия площадью 864 кв. м и части кирпич- ной стены на длине 18 м. Физический из- Я нос деревянных | конструкций пе-1 рекрытий и ферм! в условиях дли- 1 тельного воздей-1 ствия влаги.
168
1 2 3 4 5
17.03.98 Республика Бурятия, г.Закаменск, центральная котельная. Экс- плуатируется с 1965 г. Рекон- струирована в 1976 г. Каркасное здание из сборных ж/б конструкций раз- мером в плане 21 х 12 м. Стены кирпичные, пере- крытия из моно- литного железо- бетона. Обрушение плиты между- этажного пе- рекрытия вместе с верхним сло- ем из моно- литного желе- зобетона. Перегрузка плиты от массы допол- нительного желе- зобетонного слоя, уложенного на перекрытие.
17.03.98 Ульяновская область, Инзен- ский район, пос. Неклюдовский. Строительство объекта приоста- новлено в 1993 г. без выполнения мероприятий по консервации. Одноэтажное крупнопанельное здание серии 25. Обрушение ж/б панели межкомнат- ной перего- родки. Отрыв закладных деталей в резуль- тате некачествен- ной сварки.
26.03.98 Удмуртская республика, г. Сарапул, учеб- ные мастерские школы. Экс- плуатируется с 1966 г. Одноэтажное кирпичное здание размером в плане 36 х 18 м с по- крытием из сбор- ных ж/б плит. Разрушение простенка в наружной стене. Переувлажнение кирпичной клад- ки из-за протечек в кровле.
16.04.98 Новосибирская область, п.Клещиха (МО), склад военно- технического имущества. Эксплуатирует- ся с 1980 г. Одноэтажное кирпичное здание размером в плане 9,5 х 24 м. Обрушение 2 плит покры- тия типа КПГ. Перегрузка пере- крытия из-за во- донасыщения утеплителя.
26.04.98 г.Ростов-на- Дону, 16- квартирный жилой дом. Эксплуатирует- ся с 1917 г. Двухэтажное кирпичное здание с деревянным перекрытием. Размер в плане 24 х 24 м. Обрушение части наруж- ной стены и перекрытия 1- го и 2-го эта- жей. Просадки фунда- мента из-за оползневых под- вижек грунта основания.
27.04.98 г.Архангельск, жилой дом. Эксплуатирует- ся с 1972 г. 9-этажное кир- пичное здание. Обрушение перемычки эркера в верх- нем уровне покрытия здания. Разрушение кир- пичной кладки под эркером вследствие ее переувлажнения из-за протечек в кровле.
169
1 2 3 4 5
09.05.98 Чувашская рес- публика, г.Новочеб'оксарск 160-квартирный жилой дом. Экс- плуатируется с 1996 г. 9-этажный круп- нопанельный жилой дом. Обрушение разделитель- ной декора- тивной пане- ли крыльца входа. Отрыв закладной детали в верхней части панели и ее непроектное кре- пление в бетон- ной плнте внизу.
13.05.98 Магаданская область, г.Магадан, строящийся жилой дом. 9-этажное крупно- панельное здание серии 122. Размер в плане 25 х 15 м. На период аварии велись отделочные работы. Обрушение панелей пере- крытия над комнатной 7- го этажа. Перегрузка пане- лей перекрытия 7- го этажа от хра- нящегося песка.
14.05.98 Республика Мордовия, г.Саранск, учебный корпус кооперативного института. Экс- плуатируется с 1976 г. Здание кирпич- ное. Перекрытие из ж/б плит. Обрушение покрытия над актовым за- лом на пло- щади 144 кв. м, в т.ч. 1 балки, 16 плит и подвесного потолка. Потеря несущей способности про- стенка, на кото- рый опиралась балка, из-за на- рушения техноло- гии производства каменных работ.
03.06.98 Хабаровский край, Охотский район, с.Булгин, холодильная камера на 400 т.г. Каркасное одно- этажное здание площадью 287 кв. м, высотой 6 м, стены из утеп- ленных стеновых панелей. Обрушение подвесного перекрытия на площади 287 кв. м. Превышение ра- бочего давления воздуха в камере. Недостаточная проектная проч- ность узловых соединений.
23.06.98 Ростовская об- ласть, г.Таганрог, об- щежитие уни- верситета. Экс- плуатируется с 1954 г. 4-этажное кир- пичное здание. Обрушение перекрытия чердака и 3-го этажа на пло- щади 18 кв. м. Просадка фунда- ментов из-за по- тери несущей j способности ! грунтов основа- ния.
25.06.98 Кабардино- Балкарская рес- публика, г.Нальчик, спорткомплекс "Юность Рос- сии". Эксплуа- тируется с 1989 г. Здание из метал- лических модулей типа "Кисло- водск" размером в плане 108 х 36 м. Вдоль стен устроен балкон консольного типа длиной 90 м, вы- летом 1,35 м. Обрушение балкона на длине 48 м. Применение ошибочного про- ектного решения при устройстве , опорных узлов балкона. i
170
1 2 3 4 5
23.07.98 Свердловская область, пос.Монетный, зрительный зал ДК "Мнр". Экс- плуатируется с 1980 г. Здание 1- и 2- этажное, размер в плане 48 х 72 м, стены кирпичные, ж/б плиты пере- крытия и покрытия по ж/б балкам. Обрушение ж/б балки и плит покры- тия на площа- ди 216 кв. м. Потеря прочности кирпичной стены из-за протечек в кровле в месте опирания ж/б балки.
18.07.98 Ставропольский край, ст.Галюгаевская ,зерносклад на 1200 т. Экс- плуатируется с 1968 г. Одноэтажное здание, толщина кирпичных пере- городок 380 мм, высота 4 м. Обрушение перегородки. Отсутствие креп- ления перегород- ки к несущим стенам.
29.07.98 Орловская об- ласть, Глазунов- ский район, пос.Т ехникумовс кий, общежитие для малосемей- ных. Эксплуати- руется с 1994 г. 2-этажное кир- пичное здание. Обрушение торцевой час- ти дома в месте распо- ложения са- нитарно- гигиеническо- го блока. Неравномерные осадки здания из- за переувлажне- ния грунтов ос- нования.
04.08.98 Ставропольский край, г.Невинномысск , 180- квартирный жилой дом. Эксплуатирует- ся с 1992 г. 5-этажное кир- пичное здание. Деформация стен дома, смещение плит пере- крытия и ле- стничных маршей. Многочисленные просадки фунда- мента из-за поте- ри несущей спо- собности грунтов основания.
15.09.98 Московская область, ангар- лаборатория аэродрома Ку- бинка. Эксплуа- тируется с 1987 г. Одноэтажное здание, размер в плане 64 х 36 м, ж/б колонны, металлические фермы, стены кирпичные, по- крытие из ж/б плит. Обрушение самонесущей кирпичной стены на дли- не 40 м. Отсутствие про- ектной анкеровки кирпичной клад- ки стен н плит покрытия.
27.09.98 Новосибирская область, пос.Мочище, хранилище в/ч. Эксплуатирует- ся с 1990 г. Одноэтажное здание, размер в плане 12 х 48 м, ж/б колонны, металлические фермы, стены кирпичные, по- крытие из ж/б плит. Обрушение 3 стеновых ж/б панелей пло- щадью 32 кв. м. Разрушение ме- таллических эле- ментов крепления панелей к колон- нам из-за корро- зии металла и низкого качества сварки.
171
1 2 3 4 5
12.10.98 Красноярский край, г.Енисейск, котельная в/ч. Эксплуатирует- ся с 1974 г. Одноэтажное здание, размер в плане 18 х 57 м. Неполный ж/б каркас, стены несущие кирпич- ные. Обрушение верхней части пилястры, двух плит покрытия. Многократное превышение веса кровли из-за за- мачивания утеп- лителя и разру- шения кирпичной кладки пилястры.
20.10.98 Кабардино- Балкарская рес- публика, г.Тырныауз, 43- квартирный жилой дом. Экс плу атиру ет- ся с 1956 г. 4-этажное здание, стены из мелко- штучных блоков, перекрытие - сборные ж/б па- нели с вклады- шами. Обрушение конструкций 4-х этажей здания до продольной внутренней несущей сте- ны. Износ несущих конструкций стен и перекрытий. Дом построен без учета сейсмично- сти района.
14.11.98 Ставропольский край, Александ- ровский район, с.Калиновское, здание школы на 270 мест. Эксплуатирует- ся с 1957 г. 2-этажное здание, стены из бутового камня, перекры- тие из ж/б тавро- вых балок. Обрушение части чердач- ного перекры- тия над учеб- ным классом 2-го этажа, разрушение балок между- этажного пе- рекрытия. Недостаточное опирание балок перекрытия на стены, разруше- ние балок из-за плохого качества бетона.
10.12.98 Пензенская область, Вадин- ский район, с.Коповка, теп- лая стоянка сельхозтехники. Эксплуатирует- ся с 1979 г. Здание одноэтаж- ное, размер в плане 18 х 72 м, каркас из сбор- ных ж/б полурам. Обрушение перекрытия 4 пролетов на площади 432 кв. м. Повышенная сне- говая нагрузка.
24.12.98 Ямало- Ненецкий АО, г.Ноябрьск, культурно- спортивный комплекс "Ямал". Экс- плуатируется с 1990 г. Здание одноэтаж- ное, металличе- ский каркас- колонны, фермы пролетом 24 м, шагом 6 м, по- крытие - профна- стил с утеплите- лем и изоляцией. Обрушение 2 ферм с по- крытием. Площадь об- рушения 432 кв. м. Превышение рас- четной нагрузки на покрытие, свя- занное с ремон- том кровли (тол- щина стяжки до . 200 мм, толщина 1 снежного покрова 1 до 1000 мм). ]
25.12.98 Ханты- Мансийский АО, г.Сургут, общежитие. Эксплуатирует- ся с 1988 г. Здание 9-этажное, крупнопанельное серии 125. Обрушение пяти пилонов с наружной стороны сте- ны здания. Некачественное | крепление пило- 1 нов при строи- 1 тельстве |
172
ПРИЛОЖЕНЕ 2
Уровень ответственности сооружений
При проектировании зданий и инженерных сооружений в Москве ре-
комендуется в соответствии с МГСН 2 07-01 применять, указанные в таб-
лице уровни ответственности сооружений.
Уровень от- ветственно- сти сооруже- ний Характеристика зданий и сооружений
Повышенный I Резервуары для нефти и нефтепродуктов ёмкостью 1000 м3 и более. Производственные здания с пролётами 100м и более. Крытые спортивные сооружения с трибунами. Жилые здания повышенной этажности ( 24 этажа и более). Здания крупных торговых центров, в том числе крытых рынков. Здания учебных и детских дошкольных учреждений. Здания больниц и родильных домов, здания зрелищных учреждений и учреждений культурно- массового назначения (кинотеатры, театры, цирки и пр.). Головные сооружения теплоснабжения, энергоснабжения, водо- снабжения и канализации, их подводящие и отводящие трубо- проводы. Канализационные коллекторы, водопроводные магистрали, об- щие коллекторы подземных коммуникаций и другие коммуни- кации жизнеобеспечения города, проходящие под транспортны- ми магистралями, в жилой застройке или в зоне влияния на них. Крупные подземные и прочие комплексы, размещаемые в цен- тральной части города или центрах его административных окру- гов. Наземные и подземные комплексы различного назначения в том числе гаражи, автостоянки, размещаемые в пределах красных линий городских магистралей. Уникальные здания и сооружения. Отдельно стоящие подземные сооружения различного назначе- ния ( в том числе гаражи-ввтостоянки), размещаемые внутри кварталов жилой застройки, с количеством этажей более трёх
Нормальный II Здания и сооружения массового строительства (жилые, общест- венные, производственные, торговые, объекты коммунального назначения, складские помещения и пр.). Уличные и внутриквартальные сети подземных коммуникаций различного назначения. Отдельно стоящие подземные сооружения различного назначе- ния ( в том числе гаражи-автостоянки), размещаемые внутри кварталов жилой застройки, с количеством этажей не более трёх, кроме сооружений гражданской обороны.
173
Опоры освещения городских улиц и дорог. Временные ограждения траншей и котлованов со сроком служ- бы более 1 года, если их влияние не сказывается на здания и сооружения более высокого уровня ответственности. Канализационные коллекторы, водопроводные магистрали, об- щие коллекторы подземных коммуникаций и другие коммуни- кации жизнеобеспечения города, не проходящие под транспорт- ными магистралями, расположенные вне жилой застройки и вне зоны влияния на них
Пониженный III Здания и сооружения сезонного или вспомогательного назначе- ния (теплицы, парники, торговые павильоны, небольшие склады без процессов сортировки и упаковки и пр.). Жилые дома с 1-3 этажами и подводящие коммуникации к иим. Опоры проводной связи, опоры освещения внутри жилых квар- талов, ограды и пр. Временные здания и сооружения со сроком службы до 5 лет. Временные ограждения траншей и котлованов со сроком служ- бы до 1 года, если их влияние не сказывается на здания и соору- жения более высокого уровня ответственности
174
ПРИЛОЖЕНИЕ 3
Категории сложности инженерно-геологических условий
Категории сложности инженерно-геологических условий по СП 11-
105-97 следует устанавливать по совокупности факторов, указанных в на-
стоящем приложении. Если какой-либо отдельный фактор относится к бо-
лее высокой категории сложности и является определяющим при принятии
основных проектных решений, то категорию сложности следует устанавли-
вать по этому фактору.
Факторы Категории сложности
I (простая) II (средняя) III (сложная)
1 2 3 4
Геоморфоло- гические условия Площадка (участок) в пределах одного геоморфологическо- го элемента. По- верхность горизон- тальная, нерасчле- ненная площадка (участок) в пределах несколь- ких геоморфологи- ческих элементов одного генезиса. Поверхность на- клонная, слабо рас- членённая Площадка (уча- сток) в пределах нескольких гео- морфологиче- ских элементов разного генезиса. Поверхность сильно расчле- нённая
Геологиче- ские в сфере взаимодейст- вия зданий и сооружений с геологиче- ской средой Не более двух раз- личных по литоло- гии слоев, залегаю- щих горизонтально или слабо наклонно (уклон не более 0,1). Мощность вы- держана по прости- ранию. Незначи- тельная степень неоднородности слоёв по показате- лям свойств грунтов, закономерно изменяющихся в плане и по глубине. Скальные грунты залегают с поверхности или перекрыты мало- мощным слоем не- скальных грунтов Не более четырёх различных по лито- логии слоёв, зале- гающих наклонно или с выклиниваем. Мощность изменя- ется закономерно. Существенное изме- нение характеристик свойств грунтов в Плане или по глу- бине. Скальные грунты имеют не- ровную кровлю и перекрыты нескаль- ными грунтами Более четырёх различных по литологии слоёв. Мощность резко изменяется. Лин- зовидное залега- ние слоёв. Зна- чительная сте- пень неоднород- ности по показа- телям свойств грунтов, изме- няющихся в пла- не или по глуби- не. Скальные грунты имеют сильно расчленённую кровлю и перекрыты нескальными грунтами. Име- ются разломы разного порядка
175
1 2 3 4
Гидрогеоло- гические в сфере взаи- модействия зданий н сооружений с геологиче- ской средой Подземные воды отсутствуют или имеется один вы- держанный горизонт подземных вод од- нородным химиче- ским составом Два или более вы- держанных горизон- та подземных вод, местами с неодно- родным химическим составом или обла- дающих напором и содержащих загряз- нение Горизонты под- земных вод не выдержаны по простиранию и мощности, с неоднородном химическим составом или разнообразным загрязнением. Местами слож- ное чередование водоносных и водоупорных пород, напоры подземных вод и их гидравличе- ская связь изме- няются по простиранию
Геологиче- ские и инже- нерно- геологиче- ские процес- сы отрица- тельно влияющие на условия строительст- ва и эксплуа- тации зданий и сооруже- ний Отсутствуют Имеют ограничен- ное распространение и/или не оказывают существенного влияния на выбор проектных решений, строительство и эксплуатацию объ- ектов Имеют широкое распространение и/или оказывают решающее влия- ние на выбор проектных ре- шений, строи- тельство и экс- плуатацию объ- ектов
Специфиче- ские грунты в сфере взаимодейст- вия зданий и сооружений с геологиче- ской средой Отсутствуют Имеют ограничен- ное распространение и/или не оказывают существенного влияния на выбор проектных решений, строительство и эксплуатацию объ- ектов Имеют широкое 1 распространение 1 и/или оказывают | решающее влия- 1 ние на выбор ] проектных ре- | шений, строи- 1 тельство и экс- 1 плуатацию объ- | ектов J
I
Li
1 2 3 4
Техногенные воздействия и изменения освоенных территорий Незначительные и могут не учитывать- ся при инженерно- геологических изы- сканиях и проекти- ровании Не оказывают суще- ственного влияния на выбор проектных решений и проведе- ние инженерно- геологических изы- сканий Оказывают су- щественное влияние на вы- бор проектных решений и ос- ложняют произ- водство инже- нерно- геологических изысканий в части увеличе- ния их состава и объёмов работ
177
ПРИЛОЖЕНЕ 4
Характер действия источников природных опасных ситуаций
Источник при- родной опасной ситуации Наименование пора- жающего фактора при- родной опасной ситуа- ции Характерные действия, прояв- ление поражающего фактора источника природной опасной ситуации
1. Опасные геологические процессы
1 2 3
Землетрясение Сейсмический Сейсмический удар
Деформация горных пород
Взрывная волна
Извержение вулкана
Нагон волн (цунами)
Гравитационное смещение гор- ных пород, снежных масс, ледни- ков
Затопление поверхностными водами
Деформация речных русел
Физический Электромагнитное поле
Вулканическое извержение Динамический Сотрясение земной поверхности
Деформация земной поверхности
Выброс, выпадение продуктов извержения
Движение лавы, грязевых, ка- менных потоков
Гравитационное смещение гор- ных пород
Тепловой (термический) Палящая туча
Лава, тефра, пар, газы
Химический, теплофи- зический Загрязнение атмосферы, почв, грунтов, гидросферы
Физический Грозовые разряды
Оползень, обвал Динамический Смещение (движение) горных пород
Г равитационный Сотрясение земной поверхности
Динамическое, механическое 1 давление смещенных масс ]
Удар 1
Карст(карстово- суффозионный процесс) Химический Растворение горных пород J
Г идродинамический Разрушение структуры пород 1
Перемещение (вымывание) час- 1 тиц породы 1
Г равитационный Смещение (обрушение) пород >1
Деформация земной поверхности д
178
1 2 3
Просадка в лёсо- вых грунтах Г равитационный Деформация земной поверхности
Деформация грунтов
Переработка берегов Г идродинамический Удар волны
Размывание (разрушение) грун- тов
Перенос (переотложение) частиц грунта
Г равитационный Смещение (обрушение) пород в береговой части
2. Опасные гидрологические явления и процессы
Подтопление Русловая эрозия Г идростатический Повышение уровня грунтовых вод
Гидродинамическое давление потока грунтовых вод
Г идрохимический Г идродинамический Загрязнение (засоление) почв, грунтов
Коррозия подземных металличе- ских конструкций Гидродинамическое давление потока воды
Деформация речного русла
Цунами. Штор- мовой нагон воды Г идродинамический Удар волны
Гидродинамическое давление потока воды
Размывание грунтов
Затопление территории
Подпор воды в реках
Сель Динамический Смещение (движение) горных пород
Удар
Механическое давление селевой массы
Гидродинамический Гидродинамическое давление селевого потока
Аэродинамический Ударная волна
Наводнение. Половодье. Па- водок. Катаст- рофический па- водок Г идродинамический Поток (течение) воды
Г идрохимический Загрязнение гидросферы, почв, грунтов
179
1 2 3
Затор Г идродинамический Подъём уровня воды
Гидродинамическое давление воды
Лавина снежная Гравитационный Смещение (движение) снежных масс
Динамический Удар
Давление смещенных масс снега
Аэродинамический Ударная (воздушная) волна
Звуковой удар
3. Опасные метео оологические явления и п роцессы
Сильный ветер. Шторм. Шквал. Ураган Аэродинамический Ветровой поток
Ветровая нагрузка
Аэродинамическое давление
Вибрация
Смерч. Вихрь Аэродинамический Сильное разрежение воздуха
Вихревой восходящий поток
Ветровая нагрузка
Пыльная буря Аэродинамический Выдувание и засыпание верхнего покрова почвы, посевов
Сильные осадки;
Продолжитель- ный дождь (ли- вень) Г идродинамический Поток (течение) воды
Затопление территории
Сильный снего- пад Гидродинамический Снеговая нагрузка
Снежные заносы
Сильная метель Г идродинамический Снеговая нагрузка
Ветровая нагрузка
Снежные заносы
Гололёд Гравитационный Гололёдная нагрузка
Динамический Вибрация
Град Динамический Удар
Туман Т еплофизический Снижение видимости
Заморозок Тепловой Охлаждение почвы, воздуха
Засуха Тепловой Нагревание почвы, воздуха
Суховей Аэродинамический Иссушение почвы
Тепловой
Гроза Электрофизический Электрические разряды
4. Природные пожары fe
Пожар ланд- шафтный, степ- ной, лесной Теплофизический Пламя 1
Нагрев тепловым потоком 1
Тепловой удар 1
Помутнение воздуха 1
Опасные дымы 1
Химический Загрязнение атмосферы, почвы, ' | грунтов, гидросферы ’ J
ЛИТЕРАТУРА
1. Абелев М.Ю. Аварии фундаментов сооружений. - М.: МИСИ, 1975. - 54 с.
2. Анализ причин аварий и повреждений строительных конструкций. Выпуск 3. - М.: Строй-
издат, 1965. - 302 с.
3. Анализ причин аварий строительных конструкций. Выпуск 4. - М.: Стройиздат, 1968. - 212 с.
4. Анализ причин аварий и повреждений строительных конструкций. Выпуск 5. - М.: Строй-
издат, 1973. - 277 с.
5. Анализ причин обрушения зданий и сооружений. Обзорная информация. Серия строитель-
ные конструкции. Выпуск 5. - М.: ВНИИНТПИ, 1991. -72 с.
6. Аугусти Г. и др. Вероятностные методы в строительном проектировании. - М.: Стройиздат,
1988.-584 с.
7. Бойко М.Д. Диагностика повреждений и методы восстановления эксплуатационных качеств
зданий. - Л.: Стройиздат, 1975. - 334 с.
8. Болтухов А.А., Добромыслов А.Н. Эксплуатационные качества инженерных сооружений про-
мышленных предприятий.// Бетон и железобетон.-1989.-№5. С.17-18.
9. Болтухов А.А., Добромыслов А.Н. Расчет железобетонных, круглых в плане," ёмкостных
сооружений. Обзорная информация. Строительные конструкции. - М.: ВНИИС Госстроя
СССР, 1985.-65 с.
10. Болтянский Е.З. н др. Эксплуатационная надежность элеваторов.- М.: Колос, 1976. - 238 с.
11. Васильев Б.Ф. и др. Расчёт железобетонных конструкций по прочности, деформациям,
образованию и раскрытию трещин. - М.: Стройиздат, 1965. -414 с.
12. Вейц Р.И. Предупреждение аварий при строительстве зданий. - Л.: Стройиздат, 1985. - 144 с.
13. Герсеванов М.Н. О крушении инженерных сооружений.// Известия собрания инженеров
путей сообщения.-1895.-№12. С. 173-182.
14. Гинсбарг Р.И., Шафир И.Н. Предупреждение аварий морских причальных сооружений. -
М.: Морской транспорт, 1953.-265 с.
15. ГОСТ 27751-88. Надёжность строительных конструкций и оснований. Основные положе-
ния по расчёту. - М.: Издательство стандартов, 1988.
16. Гроздов В.Т. Признаки аварийного состояния несущих конструкций здаинй н сооружений.
- СПб.: Издательский дом kN+, 2001.- 48 с.
17. Гроздов В.Т. Дефекты строительных конструкций и нх последствия. - СПб.: Издательский
дом kN+, 2001,- 141 с.
18. Дмитриев Ф.Д. Крушения инженерных сооружений. - М.: Госстройиздат, 1953. - 188 с.
19. Добромыслов А.Н. Исследование сферических оболочек вращения при сосредоточенных и
кольцевых нагрузках. // Бетон н железобетон.-1968.-№7. С.38-41.
20. Добромыслов А.Н. Испытания и расчёт по предельным состояниям конических железобе-
тонных оболочек на действие внутреннего давления. // Строительное проектирование про-
мышленных предприятий.-!968.-№2. С.42-45.
21. Добромыслов А.Н. Расчёт несущей способности железобетонных бункеров на общий из-
гиб. Сборник научных трудов. Выпуск 88. Серия строительство.-М.: ВЗПИ, 1974. С. 60-64.
22. Добромыслов А.Н. Оценка необходимой точности расчета железобетонных конструкций //
Строительство н архитектура. Известия высших учебных заведений.-l 976.-№7. С. 3-8.
23. Добромыслов А.Н. Экспериментальное исследование стадии разрушения изгибаемых эле-
ментов. Строительство и архитектура. Экспресс информация. Выпуск 7,- М.: ВНИИИС Гос-
строя СССР, 1983. С. 43-48.
24. Добомыслов А.Н. Особенности расчёта цилиндрических железобетонных резервуаров большой
вместимости для нефти. Сборник научных трудов. Инженерные сооружения промышленных пред-
приятий. -М.: ЦНИИпромзданнй,1982. С. 124-132.
25. Добромыслов А.Н. Расчёт стенок железобетонных цилиндрических резервуаров при дейст-
вии локальной нагрузки. Строительство и архитектура. Экспресс информация. Выпуск 10,- М.:
ВНИИИС Госстроя СССР, 1984. С. 15-23.
26. Добромыслов А.Н. Расчёт оптимального армирования железобетонных цилиндрических
ёмкостей. Строительство и архитектура. Экспресс информация. Выпуск 3.- М.: ВНИИИС Гос-
строя СССР, 1982. С. 6-11.
181
27. Добромыслов А.Н. Прогнозирование вероятности аварий инженерных сооружений. // Про-
ектирование и инженерные изыскания.-1988.-№2. С. 21-23.
28. Добромыслов А.Н. Оценка надёжности сооружений по показателям проекта, строительства
и эксплуатации. Проектирование и расчёт строительных конструкций. №2. - Л.: Общество
«Знание» РСФСР, 1988. С.28-34.
29. Добромыслов А.Н. Обоснование предельных значений повреждений железобетонных кон-
струкций при эксплуатации. Проектирование и расчёт строительных конструкций. - Л.: Об-
щество «Знание» РСФСР, 1990. С.104-110.
30. Добромыслов А.Н. Проектирование трубопроводных эстакад с учётом совместной работы
с трубами. // Промышленное строительство.-1988.-№4. С. 22-23.
31. Добромыслов А.Н. Расчёт конструкций технологических эстакад с учётом времени экс-
плуатации // Инженерные сооружения промышленных предприятий. Сборник научных трудов/
ЦНИИпромзданий.-1987.-№1. С. 16-22.
32. Добромыслов А.Н. Натурные исследования долговечности эстакад технологических трубо-
проводов. // Промышленное строительство.-1989.-№1. С. 28-29.
33. Добромыслов А.Н. Анализ аварий промышленных зданий и инженерных сооружений //
Промышленное строительство. - 1990. - № 9. С. 9-10.
34. Добромыслов А.Н. Анализ причин повреждений строительных конструкций при землетря-
сениях // Промышленное строительство. - 1991. - № 1. С. 23 - 25.
35. Добромыслов А.Н. Исследование надежности конструктивных систем // Промышленное
строительство. - 1989, - № 12. С. 20 - 22.
36. Добромыслов А.Н. Оценка надежности зданий и сооружений по внешним признакам. - М.:
Издательство АСВ, 2004. - 72 с.
37. Доркин В.В., Добромыслов А.Н. Сборник задач по строительным конструкциям. - М.:
Стрбйиздат, 1983. - 198 с.
38. Единые нормы амортизационных отчислений на полное восстановление основных фондов
народного хозяйства СССР. - М.: 1990. - 109 с.
39. Жемочкин Б.Н., Синицын А.П. Практические методы расчета фундаментных балок и плит
на упругом основании. - М.: Госстройиздат, 1962. - 238 с.
40. Иванов Ю.К., Коновалов П.А. н др. Основания и фундаменты резервуаров. - М.: Стройиз-
дат, 1989. - 223 с.
41. Изучение причин аварий и повреждений строительных конструкций. Труды института под
редакцией Шишкина А.А. - М.: Госстройиздат, 1962. - 184 с.
42. Ильин Н.А. Техническая экспертиза зданий, повреждённых пожаром. - М.: Стройиздат,
1978.- 160 с.
43. Инструкция по проектированию железобетонных дымовых труб,-М.: Стройиздат, 1962,- 130 с.
44. Кизирия Г. В. Обследование повреждённых зданий и сооружений в Грузинской ССР и ,
способы их восстановления. - Тбилиси: ОИ Грузии, 1981. - 52 с.
45. Корчинский И. Л. Испытание сооружений. - М.: Высшая школа, 1961. - 127 с. ж.
46. Корчинский И.Л. Сейсмические нагрузки на здания и сооружения. - М.: Госстройиздат Ж
1959.-77 с. 'Я
47. Лащенко М.Н. Аварии металлических конструкций зданий и сооружений. - Л.: Стройизда/, ®
1969.- 182 с.
48. Леденев В.В., Скрылев В.И. Предупреждение аварий. - М.: Издательство Ассоциаций Л
строительных ВУЗов, 2002. - 238 с. f Ж.
49. Линович Л.Е. Расчёт н конструирование частей гражданских зданий. - Киев: Будивельнич» Ж
1972.-652 с. Л
50. Лоссье А. Недостатки железобетона и их устранение. - М.: Госстройиздат, 1958. - 120 с. «И
М.: Стройиздат, 1978. - 160 с.
51. Маслов Н.Н. Физико-техническая теория ползучести глинистых грунтов в практике строМ^В
тельства. - М.: Стройиздат, 1984. - 185 с. 'НИ
52. Методические рекомендации по инженерному анализу последствий землетрясений. - Ма^В
ЦНИИСК им. В.А. Кучеренко, 1980. - 75 с. ‘|М
53. Митцел А. и др. Аварии бетонных и каменных конструкций. - М.: Стройиздат, 1978. - 304 с.
182 Я
54. Молодченко Г.А. Надежность сооружений силосного типа. - Харьков.: Харьковский Пром-
стройпроект, 1981. - 52 с.
55. Овечкии А.М. Расчёт железобетонных осесимметричных конструкций (оболочек). - М.:
Госстройиздат, 1961. - 257 с.
56. Онуфриев Н.М. Исправление дефектов изготовления и монтажа сборных железобетонных кон-
струкций промышленных зданий. - Л.: Стройиздат, 1971. - 159 с.
57. Обзорная информация об авариях зданий, сооружений, их частей и конструктивных элементов,
происшедших в 1986-87 годах. - М.: Госстрой СССР, 1988. - 34 с.
58. Положение о порядке расследования причин аварий зданий, сооружений, их частей и кон-
структивных элементов. - М.: Госстрой СССР, 1986. - 16 с.
59. Пособие по проектированию жилых зданий. Вып.З. Конструкции жилых зданий, (к СНиП
2.08.01-85). - М.: Стройиздат, 1989. - 253 с.
60. Пособие по проектированию каменных н армокамеиных конструкций (к СНнП II-22-81) -
М.-.ЦИТП, 1988.- 149 с.
61. Пособие по проектированию стальных конструкций (к СНиП П-23-81*)-М.: ЦИТП, 1989.- 148 с.
62. Пособие по проектированию предварительно напряжённых железобетонных конструкций
из тяжёлых и лёгких бетонов (к СНиП 2.03.01-84). Ч. 1 и 2 - М.: ЦИТП, 1986. - 181 с.
63. Пособие по проектированию бетонных и железобетонных конструкций из тяжёлого и лег-
ких бетонов без предварительного напряжения арматуры (к СНиП 2.03.01-84) - М.: ЦИТП,
1986.- 191 с.
64. Пособие по проектированию деревянных конструкций (к СНиП 11-251-80) - М.: Стройиз-
дат, 1986. - 215 с.
65. Пособие по проектированию усиления стальных (к СНиП 11-23-81*). конструкций (к СНиП
11-23-81*)- М.: Стройиздат, 1989. - 157 с.
66. Пособие по проектированию градирен (к СНиП 2.04.02-84).-М.: ЦИТП, 1989.-191 с.
67. Пособие по проектированию конвейерных галерей (к СНиП 2.09.03-85). - М.: Стройиздат,
1989,- 106 с.
68. Пособие по проектированию отдельно стоящих опор и эстакад под технологические трубо-
проводы (к СНиП 2.09.03-85). - М.: Стройиздат, 1989. - 79 с.
69. Пособие по проектированию предприятий зданий и сооружений по хранению и переработ-
ке зерна (к СНиП 2.09.03-85). - М.: ЦИТП, 1989. - 144 с.
70. Пособие по проектированию открытых крановых эстакад (к СНиП 2.09.03-85). - М.:
Стройиздат, 1989. - 90 с.
71. Рекомендации по опенке надежности строительных конструкций по внешним признакам. -
М.: ЦНИИпромзданий, 1989. - 112 с.
72. Рекомендации по усилению и ремонту строительных конструкций инженерных сооруже-
ний. - М.: ЦНИИпромзданий, 1990. - 225 с.
73. Рекомендации по усилению каменных конструкций зданий и сооружений. - М.: Стройиз-
дат, 1984. - 30 с.
74. Рекомендации по усилению монолитных железобетонных конструкций зданий н сооружений
предприятий горнодобывающей промышленности. - М.: Стройиздат, 1974. - 95 с.
75. Ремонт дымовых труб, градирен и антикоррозионных покрытий оборудования электро-
станций. Справочное пособие. - М.: Эиергоиздат, 1982. - 217 с.
76. Рибицки Р. Повреждения и дефекты строительных конструкций. - М.: Стройиздат, 1982. - 432 с.
77. Рожваны Д. Оптимальное проектирование изгибаемых систем. - М.: Стройиздат, 1980. - 313 с.
78. Руководство по проведению натурных обследований промышленных зданий и сооружений.
- М.: ЦНИИпромзданий, 1975. - 102 с.
79. Руководство по защите железобетонных конструкций от действия нефтепродуктов.- М.:
Стройиздат, 1983. - 33 с.
80. Руководство по проектированию коммуникационных тоннелей и каналов. - М.: Стройиз-
дат, 1979. - 67 с.
81. Сахновский М.М., Титов А.М. Уроки аварий стальных конструкций. - Киев: Будивельник,
1969.-200 с.
82. Сендеров Б.В. Аварии жилых зданий. - М.: Стройиздат, 1991. - 215 с.
83. Сечи К. Ошибки в сооружении фундаментов. - М.: Госстройиздат, 1960. - 143 с.
183
84, Симагин В.Г., Коновалов П.А. Деформации зданий, Петрозаводск: Издательство «Каре-
лия», 1978. - 108 с.
85. Спасосоломский В.В. Повреждения и аварии строительных конструкций. - Челябинск:
Южно-Уральское книжное издательство, 1967. - 51 с.
86. СНнП 2.09.03-85. Сооружения промышленных предприятий - М.: ЦИТП Госстроя
СССР, 1985.-57 с.
87. СНиП 2.02.01-83*. Основания зданий и сооружений - М.: ГП ЦПП,1995. - 49 с.
88. СНиН 2.09.07-85*. Нагрузки и воздействия - М.: ГУП ЦПП, 2003. - 42 с.
89. СНиП 11-23-81’. Стальные конструкции - М.: ГУП ЦПП, 2003. - 90 с.
90. СНиП 11-25-80. Деревянные конструкции- М.: ЦИШ Госстроя СССР, 1985. - 57 с.
91. СНиП 2.03.01-84. Бетонные и железобетонные конструкции - М.: ЦИТП Госстроя СССР,
1985.-79 с.
92. СНиП 52-01-2003. Бетонные н железобетонные конструкции. Основные положения проек-
тирования- М.: ФГУП ЦПП, 2004. - 23 с.
93. СНиП П-22-81. Каменные и армокаменные конструкции М.: Стройиздат, 1983. - 38 с.
94. СП 53-102-2004. Общие правила проектирования строительных конструкций - М.: ФГУП
ЦПП, 2005.
95. СП 50-102-2003. Проектирование и устройство свайных фундаментов - М.: ФГУП ЦПП, 2005.
96. СП 50-101-2004. Проектирование и устройство оснований и фундаментов зданий н соору-
жений - М.: ФГУП ЦПП, 2005.
97. Справочное пособие к СНиП. Проектирование подпорных стен н стен подвалов. - М.:
Стройиздат, 1990. - 101 с.
98. Указания по проектированию силосов для сыпучих материалов. СН 302-65. М.: Стройиз-
дат, 1965. - 50 с.
99. Указания по проектированию железобетонных резервуаров для нефти и нефтепродуктов.
СН 326-65. М.: Стройиздат, 1965. - 50 с.
100. Учёт случаев дефектной работы панельных и каменных зданий при их проектировании.
Труды института под редакцией Шишкина А.А. - М.: ЦИНИС, 1970 - 130 с.
101. Физдель И.А. Дефекты в конструкциях и сооружениях и методы их устранения. - М.:
Стройиздат, 1978. - 160 с.
102. Хенли Э.Д., Кумамото X. Надёжность технических систем и оценка риска. - М.: Машино-
строение, 1984. - 528 с.
103. Хэмонд Р. Аварии зданий и сооружений. - М.: Госстройнздат, 1960. - 186 с.
104. Шкинев А.Н. Аварии на строительных объектах, их причины и способы предупреждения.
- М.: Стройиздат, 1976. - 373 с.
105. Ellingwood, В. Design and Construction Error Effects on Structural Reliability. Journal of Struc-
tural Engineering 113, 1987. - 409-423.
106. Fraczek, J. ACI Survey of Concrete Structure Errors. Concrete International, December, 1979. -
pp. 14-20.
107. Lind, N. C. Models of Human Error in Structural Reliability. Structural Safety 1,1983.-167-175.
108. Melchers, R. E., and M. E. Stewart. Date- Based Models for Human Error in Design. Proceed-
ings of the Fourth International on Conference on Structural Safety and Reliability, pp. II-51 -11-60/ -
1985.
109. Nessim, M. A. and I. J. Jordaan. Models for Human Error in Structural Reliability. Journal of
Structural Engineering III, 1356 - 1376. -1985.
110. Novak, A. S. Sensitivity Analysis for Structural Error. Journal of Structural Engineering III,
1734-1746.-1985.
111. Petroski H. Design Paradigms. Case Histories of Error and Judgment in Engineering. - Cam-
bridge University Press, 2000. - p. 209.
i
%
184