Автор: Беленя Е.И. Стрелецкий Н.Н.
Теги: сооружения и части сооружений по виду строительных материалов и методам возведения строительство строительные материалы методы возведения учебник для строителей
ISBN: 5-274-01095-4
Год: 1991
Текст
МЕТАЛЛИЧЕСКИЕ
КОНСТРУКЦИИ
Специальный нурс
Москва-Стройиздат
Е.И.Беленя, Н.Н.Стрелецкий,
заслуженные деятели науки и техники РСФСР,
доктора техн, наук, профессора,
Г.С. Ведеников, кандидат техн, наук, профессор,
Л.В. Клепиков, Т.Н. Морачевский,
кандидаты техн, наук, доценты
МЕТАЛЛИЧЕСКИЕ
КОНСТРУКЦИИ
Специальный курс
Под общей редакцией
заслуженного деятеля
науки и техники РСФСР,
д-ра техн, наук, проф. Е.И.Беленя
З-е издание, переработанное и дополненное
Допущено Государственным комитетом СССР
по народному образованию в качестве учебного
пособия для студентов высших учебных заведений,
обучающихся по специальности "Промышленное
и гражданское строительство"
Москва Стройиздат 1991
ББК 38.54
М54
УДК 624.014 (075.8)
Рецензент — заслуженный деятель науки и техники РСФСР,
лауреат Государственных премий СССР, д-р техн, наук, проф.
А. Г. Соколов
Редакторы — Л. И. Круглова, Т. В. Рютина
Металлические конструкции: Спец, курс: Учеб.
М54 пособие для вузов/Е. И. Беленя, Н. Н. Стрелецкий,
Г. С. Ведеников и др.; Под ред. Е. И. Беленя — 3-е
изд., перераб. и доп. — М..: Стройиздат, 1991.—
687 с.
ISBN 5-274-01095-4
Пособие является дополнением к основному учебнику
«Металлические конструкции» (Стройиздат, 1985). Специаль-
ный курс содержит углубленное изложение основных на-
правлений развития металлических конструкций и необходи-
мый студентам материал для дипломного проектирования.
Изд. 2-е вышло в 1982 г. Изд. 3-е дополнено новыми приме-
рами расчета и нормативными документами.
Для студентов строительных вузов.
ББК 38.54
© Стройиздат, 1982
© Беленя Е. И. и кол-
лектив авторов, 1991,
с изменениями
м-----------
047(01)—91
50—92
ISBN 5-274-01095-4
ПРЕДИСЛОВИЕ
В настоящем третьем издании специального курса
сохранены основные методические установки и структур-
ное построение книги, принятые в предыдущих изданиях,
первое из которых было разработано под общим руко-
водством и при авторском участии Героя Социалистиче-
ского Труда, чл.-корр. Академии наук СССР, проф.
Н. С. Стрелецкого.
Специальный курс является продолжением и разви-
тием основного курса, читаемого студентам, обучающим-
ся по специальности «Промышленное и гражданское
строительство», и служит для углубленного изучения
дисциплины «Металлические конструкции» в процессе
выполнения дипломных проектов, а также аспирантской
подготовки научных и педагогических кадров.
Книга содержит обширный материал, который может
служить пособием для инженеров в их практической
деятельности.
Специальный курс имеет пять разделов.
В I разделе изложены основные идеи и возможности
рационального использования предварительного напря-
жения металлических конструкций, позволяющие повы-
сить эффективность их применения. Приведены особенно-
сти конструирования и расчета конструкций при различ-
ных способах осуществления предварительного
напряжения. Освещены вопросы исследования работы
предварительно напряженных металлических конструк-
ций. Даны примеры из проектной практики и показатели
эффективности применения предварительно напряжен-
ных металлических конструкций.
Во II разделе даны обширные сведения об использо-
вании алюминия в строительных конструкциях. Приве-
дены данные о материале, особенностях конструирова-
ния и расчета элементов алюминиевых конструкций и со-
единений. Показаны области рационального применения
алюминия в строительстве, в несущих и совмещающих
несущие и ограждающие функции конструкциях.
В III разделе рассмотрены возможные компоновочные
1* _ з -
решения висячих покрытий зданий, особенности их рабо-
ты, расчета и конструирования. Приведены многочислен-
ные примеры висячих покрытий, осуществленных в нашей
стране и за рубежом, с использованием однопоясных и
двухпоясных систем, тросовых ферм, мембран и седло-
видных напряженных сеток.
В IV разделе приводится классификация каркасов
многоэтажных зданий с анализом их особенностей. Рас-
смотрены компоновка конструкций, определение дейст-
вующих нагрузок, конструирование и расчет конструк-
ций, даны примеры проектирования.
В V разделе освещены конструкции пролетных стро-
ений железнодорожных, автодорожных, городских и тру-
бопроводных металлических мостов и дана их классифи-
кация. Особое внимание обращено на новые конструктив-
ные формы мостовых сооружений, для каждой из
которых вскрыты основные закономерности компоновки.
Приводятся сведения о нагрузках и особенностях конст-
руирования и расчета мостовых конструкций.
В предлагаемом издании специального курса учтены
существенные изменения в нормативных документах, про-
исшедшие за время с момента второго издания книги.
Устаревшие примеры решения конструкций заменены но-
выми. Обновлены списки основной литературы к каждо-
му из разделов.
Разд. I написан д-ром техн, наук, проф. Е. И. Беленя.
Подготовка рукописи разд. I к третьему изданию выпол-
нена его женой, канд. техн, наук, доц. Г. Б. Тереховой.
Раздел II написан канд. техн, наук, доц. Т. Н. Морачев-
ским; III — канд. техн, наук, проф. Г. С. Ведениковым;
IV — канд. техн, наук, доц. Л. В. Клепиковым: V — д-ром
техн, наук, проф. Н. Н. Стрелецким.
Авторы приносят благодарность заслуженному деяте-
лю науки и техники РСФСР, д-ру техн, наук, проф.
А. Г. Соколову за рецензирование книги.
РАЗДЕЛ I
Предварительно напряженные
металлические конструкции
ГЛАВА 1. ЦЕЛИ И ОСНОВНЫЕ ИДЕИ
ПРЕДВАРИТЕЛЬНОГО НАПРЯЖЕНИЯ
МЕТАЛЛИЧЕСКИХ КОНСТРУКЦИЙ
Предварительное напряжение металлических конст-
рукций используется как метод регулирования напря-
женного состояния конструкций для повышения их эф-
фективности, т. е. снижения расхода материала в проек-
тируемой конструкции при заданной несущей способности
или жесткости. Существуют разнообразные способы
создания предварительного напряжения, и все они свя-
заны с дополнительными затратами труда, а иногда и
материала на дополнительные элементы. Предваритель-
ное напряжение целесообразно, если эффект, получаемый
от него, полностью окупает дополнительные затраты.
Основной идеей предварительного напряжения явля-
ется создание искусственным путем в конструкции, стер-
жне или наиболее напряженном сечении стержня напря-
жений обратного знака тем напряжениям, которые воз-
никают при действии эксплуатационной нагрузки.
Из рис. 1.1 видно, что при растяжении ненапряжен-
ного стержня напряжения в нем достигают расчетного
сопротивления R при нагрузке Ръ При создании в стерж-
не предварительного напряжения сжатия сг0 расчетное
сопротивление R достигается при нагрузке Р2>Р\. В по-
следнем случае вначале под действием нагрузки погаша-
ется предварительное сжимающее напряжение, а затем
возникает растягивающее. Расчетное усилие стержня с
площадью сечения А без предварительного напряжения
Pi =AR; с предварительным напряжением Р2=Д(оо+
+Р) >Р[.
При заданном усилии Р требуемые площади сечения
стержня будут соответственно равны: без предваритель-
— 5 —
Рис. 1.1. Повышение несущей способности стержня, работающего на
растяжение
1 — без предварительного напряжения; 2 — с предварительным напряжением
Рис. 1.2. Напряжения в пред-
варительно напряженной балке
а — сечение балки; б — эпюра
предварительного напряжения; в
эпюра напряжений от нагрузки
Рис. 1.3. Уменьшение конечных
перемещений (а) и повышение
жесткости (б) конструкций ме-
тодом предварительного напря-
жения
ного напряжения Ai — PIR с предварительным напряже-
нием
Аналогично повышается несущая способность изги-
баемого элемента, если в сечении с наибольшим изги-
бающим моментом создать эпюру предварительных на-
пряжений обратного знака тем напряжениям, которые
возникают от нагрузки (рис. 1.2). Тогда максимально
допустимый изгибающий момент в сечении М2=1Г(оо4-
+#), в то время как максимальный момент того же се-
ления без предварительного напряжения —
— 6 —
Рис. 1.4. Работа на растяжение стержня, предварительно напряжен-
ною затяжкой
а — стержень; б—диаграмма напряжений; в — диаграмма деформаций; 1 —
жесткий стержень; 2 — затяжка
Соответственно при заданном максимальном изгибаю-
щем моменте требуемый момент сопротивления сечения
при предварительном напряжении будет меньше, чем без
предварительного напряжения.
Снижение перемещений конструкций от заданных на-
грузок. Во многих случаях предельное состояние конст-
рукции определяется не предельными напряжениями,
а заданными предельными перемещениями [Д], устанав-
ливаемыми требованиями эксплуатации. В этих случаях
предварительное напряжение может уменьшить пе-
ремещение от заданной нагрузки и соответственно
позволит спроектировать конструкцию более эконо-
мичной.
Предварительным напряжением можно вызвать в
конструкции начальные перемещения До, обратные по
знаку перемещениям от нагрузки (рис. 1.3, а). Тогда при
действии эксплуатационной нагрузки сначала погашают-
ся начальные перемещения До и лишь затем конструкция
начинает перемещаться в направлении, вызываемом на-
грузкой. Получаемый при этом эффект аналогичен строи-
тельному подъему в балочных системах. Он позволяет
снизить расход металла при заданных значениях нагруз-
ки Р2 и перемещения Д. В рассматриваемом случае жест-
кость конструкции не увеличивается, а лишь уменьша-
— 7 —
ются конечные перемещения под нагрузкой. Однако
предварительным напряжением можно увеличить и жест-
кость конструкции, т. е. уменьшить перемещения от еди-
ничной нагрузки (рис. 1.3,6). Этот прием, используемый
весьма часто в строительной практике, будет рассмотрен
далее.
Создание предварительного напряжения затяжками
из высокопрочных материалов. Этот способ предваритель-
ного напряжения может быть использован практически
во всех конструкциях. Рассмотрим его принципиальные
положения на стержне, работающем на осевое растяже-
ние (рис. 1.4). Конструкция состоит из жесткого стерж-
ня (двух швеллеров, трубы и т. п.) и затяжки, располо-
женной по центру тяжести сечения стержня (рис. 1.4,а).
Получается комбинированная конструкция. Жесткий
стержень выполнен из обычной малоуглеродистой стали,
затяжка — из высокопрочного материала (стальной ка-
нат, пучок из высокопрочной проволоки, высокопрочный
арматурный стержень и т. п.). При введении затяжки
конструкция становится один раз статически неопреде-
лимой. Натяжением затяжки до приложения нагрузки
создается сжимающее напряжение Ooi в жестком стерж-
не, которое уравновешивается растягивающими напря-
жениями <То2 в затяжке. Стержень становится предвари-
тельно напряженным.
При приложении нагрузки Pi жесткий стержень и за-
тяжка работают совместно на растяжение, при этом в
жестком стержне сначала погашаются предварительные
сжимающие напряжения, а затем появляются растяги-
вающие, а в затяжке к предварительным растягивающим
напряжениям добавляются растягивающие напряжения
от нагрузки (рис. 1.4,6). Если правильно подобрать
расчетные значения предварительного напряжения жест-
кого стержня стон затябки о02 и их площади А\ и Лг, то
при расчетном усилии Р одновременно в жестком стерж-
не напряжения достигнут расчетного сопротивления R\,
а в затяжке ее расчетного сопротивления R2. Несущая
способность комбинированного стержня, равная Р—
=AiR\-\-A2R2, будет такой же, как и несущая способ-
ность комбинированного стержня с теми же параметра-
ми без предварительного напряжения, однако удлинение
стержня от нагрузки окажется при предварительном на-
пряжении значительно меньшим.
При предварительном напряжении удлинение комби-
— 8 —
ш.-рованного стержня от нагрузки
л - _ — °02 )
ZA tj — I — I.
P Ei E2 '
а без предварительного напряжения Др = (R2/E2)l, что
значительно больше Др (рис. 1.4, в). Меньшее удлинение
комбинированного стержня объясняется тем, что в про-
цессе предварительного напряжения затяжка уже выра-
батывает значительную часть деформаций, определяе-
мых ее расчетным сопротивлением. В комбинированном
стержне без предварительного напряжения жесткий
стержень и затяжка работают под нагрузкой совместно,
начиная с нулевых напряжений. При напряжениях, рав-
ных пределу текучести материала жесткого стержня, он
выключается из работы, и нагрузку продолжает воспри-
нимать одна затяжка до исчерпания ее несущей способ-
ности. Удлинение стержня под нагрузкой определяется
расчетным сопротивлением затяжки: Др = {R2!E2}1.
Большие деформации зачастую препятствуют приме-
нению высокопрочных сталей в конструкциях. В комби-
нированном стержне с предварительным напряжением
удлинение от нагрузки не зависит от расчетного сопро-
тивления затяжки и не может быть больше, чем удвоен-
ное удлинение стержня из обычной малоуглеродистой
стали, так как Ooi не может быть больше R\. Следова-
тельно, в предварительно напряженном комбинирован-
ном стержне эффективно используется материал затяж-
ки, что дает экономию материала. Это относится ко всем
конструкциям (балкам, фермам, рамам и др.), предва-
рительно напрягаемым затяжками. Кроме того, введение
в работу затяжек изменяет расчетную схему конструк-
ции, повышает ее статическую неопределимость, что в
свою очередь повышает эффективность использования
материала в конструкции.
Создание предварительного напряжения (растяже-
ния) в гибких элементах для придания им жесткости.
Гибкие металлические элементы —канаты, тонкие лис-
ты, проволока, арматурные стержни — обычно могут
воспринимать только растягивающие усилия, несущая
способность их на сжатие равна нулю.
Однако если гибкие элементы предварительно натя-
нуть, то они могут работать на сжатие в пределах пога-
шения созданных в них растягивающих напряжений
(рис. 1.5). На рис. 1.5,6 показана балка с гибкой сред-
— 9 —
растягивающем напряжении
а — схема работы; б — балка с опорой из гибкого стержня
ней опорой, в которой предварительным напряжением
создано растягивающее усилие и опора работает как
жесткая стойка. Это широко используется в различного
вида металлических конструкциях для повышения жест-
кости конструкции и эффективного использования гиб-
ких высокопрочных элементов, особенно в висячих си-
стемах, где предварительное напряжение гибких нитей
обеспечивает жесткость системы (см. разд. III).
Регулирование усилий в конструкции смещением опор.
В статически неопределимых системах можно искусствен-
ным смещением опор создать предварительное напряже-
ние в конструкции и, значит, изменить начальную эпюру
усилий (моментов, осевых сил и т. п.), которая склады-
вается с эпюрой усилий от нагрузки,, выравнивает расчет-
ные усилия, уменьшая их в наиболее напряженных сече-
ниях и увеличивая в менее напряженных (рис. 1.6). При-
мером может служить понижение средней опоры у двух-
пролетной балки (рис. 1.6, в), чем достигается выравни-
вание моментов в пролетах и на опоре (рис. 1.6,а). На
опоре момент от нагрузки уменьшается, а в пролетах —
увеличивается. Результирующий расчетный момент Л1р =
=Моп~М оп пР меньше расчетного момента на
опоре Мои в балке без предварительного напряжения
смещением опоры. Иногда (например, в пролетных стро-
ениях неразрезных мостов) целесообразно поднятием
— 10 —
Рис. 1.6. Регулирование моментов в неразрезной балке смещением
опор
а — эпюра моментов от нагрузки; б — моменты при подъеме средней опоры:
в — моменты при опускании средней опоры
Рис. 1.7, Создание упругим изгибом предварительного напряжения
в обшивках панелей
средней опоры увеличить опорный момент и уменьшить
пролетный (рис. 1.6, б). Этот способ предварительного
напряжения требует минимальных затрат.
Создание предварительного напряжения упругими
деформациями элементов конструкции. Предваритель-
ное напряжение можно создать изгибом или растяжени-
ем отдельных элементов конструкции в пределах их упру-
гой работы, а затем соединением элементов между собой
в напряженном состоянии. После снятия с конструкции
приложенных усилий в ней остаются предварительные
- И —
напряжения, которые можно получить обратными по
знакам напряжениям от нагрузки. Этот прием широко
используется при изготовлении несущих панелей, состо-
ящих из каркаса и стальной обшивки (рис. 1.7). Обшив-
ка прикрепляется к предварительно изогнутым верхним
и нижним частям каркаса. При образовании панели со-
единением двух частей в одну элементы конструкций по-
лучают обратный принудительный изгиб, причем в тон-
кой обшивке возникают растягивающие напряжения, что
обеспечивает ее работу на сжатие при загружении па-
нели.
Если составленную из двух тавров балку сварить в
изогнутом состоянии, то после освобождения ее от искус-
ственно приложенного изгибающего момента М балка
будет иметь эпюру напряжений с растяжением в верх-
ней полке и сжатием в нижней — обратными по знаку
напряжениями от нагрузки (см. рис. 3.17).
Многоступенчатое предварительное напряжение. Эф-
фект от предварительного напряжения можно повысить,
если применять его многоступенчатым способом, при ко-
тором приложение усилий предварительного напряжения
и нагрузки чередуются (рис. 1.8). Сначала создается
предварительное напряжение оо, приближающееся к рас-
четному сопротивлению материала, затем прикладывает-
ся нагрузка Ря, погашающая предварительное напряже-
ние. Затем опять создается преднапряжение <у02 и вновь
прикладывается нагрузка РР. Циклы предварительное
напряжение — нагрузка повторяются несколько раз.
Суммарная нагрузка может быть в несколько раз боль-
ше нагрузки Pi, воспринимаемой конструкцией без пред-
варительного напряжения. Однако нужно учитывать,
12 —
что все циклы загружения, кроме последнего, должны
осуществляться постоянной нагрузкой. Временной мо-
жет быть лишь нагрузка последнего цикла.
Если нагрузка нескольких циклов в процессе эксплу-
атации будет снята, то усилия нескольких циклов пред-
варительного напряжения суммируются, они превзойдут
предельное значение и конструкция разрушится.
Существуют разнообразные способы создания пред-
варительного напряжения, что позволяет применить его
к любому виду конструкции. Предварительное напряже-
ние можно создать в отдельных элементах на заводе или
на монтаже как при укрупнительной сборке, так и в про-
ектном положении.
ГЛАВА 2. СТЕРЖНИ, ПРЕДВАРИТЕЛЬНО
НАПРЯЖЕННЫЕ ЗАТЯЖКАМИ,
РАБОТАЮЩИЕ НА РАСТЯЖЕНИЕ,
ЦЕНТРАЛЬНОЕ И ВНЕЦЕНТРЕННОЕ СЖАТИЕ
2.1. КОНСТРУКТИВНЫЕ РЕШЕНИЯ СТЕРЖНЕЙ
РАБОТАЮЩИХ НА РАСТЯЖЕНИЕ
При больших усилиях растянутые стержни целесооб-
разно проектировать предварительно напряженными, со-
стоящими из жесткого стержня и затяжки. Такие комби-
нированные предварительно напряженные стержни мо-
гут применяться в растянутых элементах тяжелых ферм,
затяжках рам и арок и т. п.
Жесткий стержень целесообразно проектировать сим-
метричного сечения относительно главных осей инерции,
составным из двух двутавров или швеллеров, а также в
виде сплошного двутавра или трубы (рис. 2.1). Затяжка
располагается симметрично относительно центра тяжес-
ти сечения стержня. Она может состоять из одной или
нескольких ветвей. Затяжка из нескольких ветвей облег-
чает конструирование, закрепление (анкеровку) затяж-
ки и позволяет натягивать каждую ветвь затяжли от-
дельно или попарно, что существенно, когда усилие на-
тяжения лимитируется существующим оборудованием.
Затяжка проектируется на всю длину стержня и пос-
ле натяженря закрепляется по торцам жесткого стержня,
создавая в нем сжимающее усилие. По длине жесткий
— 13 —
Рис. 2.1. Типы сечений стержней с затяжками
1 — затяжка; 2 — стержень
Рис. 2.2. Виды стальных канатов
а — спиральный из круглых проволок; б, в — двойной свивки (семипрядный);
г — спиральный из круглых и фасонных проволок (закрытый несущий)
стержень соединяется с затяжкой диафрагмами, назна-
чение которых обеспечивать стержень от потери устой-
чивости при сжатии его в процессе предварительного на-
пряжения. Диафрагмы в виде листов с отверстием для
затяжки привариваются к жесткому стержню. Диаметр
отверстия на 1—2 мм больше диаметра затяжки, что поз-
воляет ей иметь продольные перемещения при натяже-
нии и препятствовать потере устойчивости жесткого
стержня при его сжатии.
2.2. МАТЕРИАЛЫ И КОНСТРУКЦИИ ЗАТЯЖЕК
Затяжки предварительно напряженных конструкций
выполняют обычно из высокопрочных материалов в виде
стальных канатов, пучков из высокопрочной проволоки,
семипроволочных прядей, стержневой высокопрочной ар-
матуры. Витые стальные канаты заводского изготовле-
ния и невитые стальные канаты (пучки и пряди из па-
раллельных проволок) являются также основным мате-
риалом висячих и вантовых стальных конструкций и мос-
тов, рассматриваемых в разделах III и V.
Витые стальные канаты изготовляют из проволок раз-
мером поперечного сечения 0,4—6 мм. Проволоки мини-
мального диаметра (0,4 мм) имеют временное сопротив-
ление до 2600 МПа, однако по соображениям антикор-
розионной стойкости в промышленном и гражданском
строительстве не применяют канаты из проволок диа-
метром менее 1,5 мм, а в мостах — менее 2,5 мм с вре-
менным сопротивлением проволок до 1800 МПа. Разрыв-
ное усилие витых отечественных канатов в целом дости-
гает 4500 кН, зарубежных — 12 000 кН.
Имеется несколько разновидностей конструкций ви-
тых канатов, отличающихся главным образом способом
свивки и сечением проволок (рис. 2.2). Требования,
предъявляемые к витым канатам, и свойства канатов рег-
ламентируются соответствующими ГОСТами или Техни-
ческими условиями.
Согласно разработанным в ЦНИИпроектстальконст-
рукции рекомендациям [18] (авторы М. М. Кравцов,
Н. Н. Стрелецкий, В. М. Фридкин) расчетное сопротив-
ление стального каната определяется по формуле
- 15 —
где Run — нормативное сопротивление каната, причем если в ГОСТе
или ТУ имеется разрывное усилие Nvn каната в целом, то Run —
= 'Nun!A (А —суммарная номинальная плошадь сечения всех прово-
лок каната), а если в ГОСТе или ТУ имеется только суммарное
разрывное усилие У,- всех проволок каната, то Run=k(Nt/A) (k —
принимаемый по табл. 2.1 коэффициент агрегатной прочности кана-
та, учитывающий уменьшение прочности каната в целом вследствие
изгибных и местных напряжений и неравномерность работы прово-
лок) [17]; у„. — 1,3 — коэффициент надежности для элементов кон-
струкций, рассчитываемых по временному сопротивлению разрыву
Ru, ym = 1,2 — коэффициент надежности по материалу, учитывающий
статистические разбросы прочности проволок и каната в целом, допуски
на размеры сечений проволок, а также влияние масштабного факто-
ра — большой длины проволок; уп — коэффициент надежности по
назначению, учитывающий степень ответственности и капитальности
сооружения, принимаемый по табл. 2.2; ус — коэффициент условий
работы канатного элемента, учитывающий возможность перераспре-
деления усилий в предельном состоянии конструкции, а также опас-
ность усталостных разрушений канатов, не рассчитываемых на вы-
Таблица 2.1. Коэффициенты k
Тип каната (пучка)
Из параллельных проволок................. ............... 1
Спиральный закрытый ....... , , , . . , . . 0,9
Спиральный из круглых проволок ...... . ... * 0,85
Многопрядный ........................................ 0,8
Таблица 2.2. Коэффициенты уп
Категория здания и сооружения
1. Постоянные автодорожные, городские, железнодорожные
и пешеходные мосты; постоянные трубопроводные мосты
повышенной ответственности
2. Здания и сооружения, имеющие особо важное народно-
хозяйственное значение (кроме указанных в п. 1); зда-
ния, эксплуатация которых связана с наличием в них
большого количества людей; трубопроводные мосты, кро-
ме указанных в п. 1; антенно-мачтовые сооружения по-
вышенной ответственности
8. Здания и сооружения, имеющие важное народнохозяй-
ственное значение (кроме указанных в пп. 1 и 2); вре-
менные мосты; антенно-мачтовые сооружения, кроме
указанных в п. 2
4. Здания и сооружения, имеющие ограниченное народно-
хозяйственное значение; здания, эксплуатация которых
не связана с постоянным наличием в них людей; времен-
ные здания и сооружения со сроком службы более 5 лет
5. Временные здания и сооружения со сроком службы ме-
нее 5 лет
1,1
1
0,95
0,9
0,85
— 16 —
Таблица 2.3. Коэффициенты у,
Элемент конструкций
1. Кабели, вйнты, шпренгели и другие канатные элементы
линейно протяженных конструкций, кроме указанных
в п. 3
2. Канатные элементы пространственных висячих и ванто-
вых покрытий зданий, кроме указанных в п. 3
3. Ветровые пояса, затяжки, оттяжки, обратные кабели и
другие канатные элементы, предварительно напрягаемые
усилиями, превышающими усилия от внешних нагрузок
4. Оттяжки мачт и несущие элементы канатных полотен
антенно-мачтовых конструкций
5. Одиночные подвески висячих мостов, не образующие
вантовые решетки
Таблица 2.4. Коэффициенты уд
Узлы и детали канатных элементов
Vk
Концевые крепления по рис. 2.3 с заливкой цинковым спла-
вом:
закрытых канатов
спиральных и многопрядных канатов из круглых прово-
лок
Концевые крепления с холодной заливкой смесью «эпоксид-
ный компаунд+цинковый порошок+стальная дробь» в со-
четании с высадкой или сплющиванием концов проволок
Концевые крепления со стальными клиньями в конических
стаканах, с алюминиевыми прокладками и заполнением
пустот эпоксидным компаундом
Перегибы каната вокруг жесткого основания по круговой
кривой:
при отношении r/d (г — радиус кривой, d — диаметр ка-
ната) не менее: 30 — для закрытых, 25 — для спиральных
из круглых проволок, 20 — для многопрядных канатов
при отношении r/d не менее: 20 —для закрытых, 15 —
для спиральных из круглых проволок, 12 — для много-
прядных канатов
Узлы с поперечным обжатием закрытых канатов усилием
q, не превышающим 25 кН/см: q = N/r-\-YNb/l, где N —
расчетное усилие растяжения каната; SA/*—суммарное
расчетное усилие растяжения всех прижимных болтов в уз-
ле, отнесенное к одному канату, I—длина контакта каната
С основакиём
Концевые крепления гильзоклинового типа
0,85
0,95
1
0,8—
0,95
0,8
0,95
1
1
1
1
0,9
1
0,9
2—799
— 17 —
Таблица 2.5. Модули упругости стальных канатов
и других высокопрочных растянутых элементов
Конструкция элементов Модуль упругости Е, МПа, при расчете на нагрузки
временные постоянные
Канаты (пучки сплошного сечения) и 2-10? 2-105
пучки трубчатого сечения из параллель- ных проволок Витые канаты: спиральные (закрытые и из круглых проволок):. при кратности свивки: 7-10 1,5-105 1,2-105
12—14 1,7-105 1,4-105
многопрядные при кратности свивки: менее 7,5 прядей и канатов 1,3 105 1-105
прядей 14—16 и канатов 10—12 1,5-105 1,2-104
с органическим сердечником 1,1-105 1-105
Стержневая арматура 2-105 2-105
Семипроволочные пряди 1,8-105 1,8-105
носливость и принимаемый по табл. 2.3; yft — коэффициент условий
работы, учитывающий влияние на прочность каната местных концент-
раторов напряжений (анкерных закреплений, поперечных обжатий,
перегибов) и принимаемый по табл. 2.4. При более интенсивных по-
перечных обжатиях и меньших радиусах перегиба, чем это указано
в табл. 2.4, уй должен быть уменьшен на основе специальных иссле-
дований.
Модуль упругости поступающих с заводов витых ка-
натов (0,9—1,2) -105 МПа, что значительно ниже, чем у
прокатной стали. Низкий модуль упругости объясняется
неплотностью структуры каната. Предварительной вы-
тяжкой канатов усилием, на 15—20 % превышающим
расчетное усилие в канатном элементе, увеличивают мо-
дуль упругости до (1,3—1,7) 105 МПа. В табл. 2.5 приве-
дены модули упругости витых стальных канатов (после
вытяжки) и других высокопрочных растянутых элемен-
тов.
Для пучков высокопрочной проволоки применяется
гладкая арматурная проволока диаметром 2,5—8 мм с
временным сопротивлением 1400—1100 МПа. Наиболее
часто используется проволока диаметром 3—5 мм. Про-
волока в пучке располагается прямолинейно, сплошным
пучком или по периметру окружности, образуя трубчатое
сечение.
— 18 —
5)
Рис. 2.3. Анкер стаканного типа для стальных канатов
а — размеры стакана; б — канатная вгулка с заливкой цинковым сплавом; 1 —
стакан; 2 — упорная гайка; 3 — канат; 4 — расплетенные и отогнутые прово-
локи каната; .5 — сварной стакан; 6 — цинковый сплав; 7 — сварной шов ста-
кана; 8 — оплетка мягкой проволокой
При трубчатом сечении число проволок в пучке при-
нимается кратным шести (12, 18, 24, 36 шт) в зависимо-
сти от конструкции домкрата, натягивающего пучок,
и расчетного усилия затяжки. Пучки сплошного сечения
могут иметь неограниченное число проволок и, следова-
тельно, из них выполняются наиболее мощные высоко-
прочные растянутые канатные элементы.
Для витых стальных канатов и пучков с большим ко-
личеством проволок анкерные крепления проектируют,
как правило, стаканного типа (рис. 2.3), являющегося
основным для канатных элементов висячих и вантовых
конструкций и мостов, рассматриваемых в разделах III
и V. Стаканы изготовляют в виде полого цилиндра с
внутренней конической или цилиндрической поверхнос-
тью, в которую вставляется расплетенный конец витого
каната или пучка. Затем стакан заливается легкоплав-
ким сплавом (ЦАМ и др.), сплав, остывая, твердеет и за-
крепляет канат в стакане. На наружной поверхности ста-
кана имеется резьба для завинчивания захватных при-
способлений тянущего домкрата.
В предварительно напряженных конструкциях для за-
тяжек из пучков проволоки с числом проволок в пучке не
более 36 шт. и диаметром проволок 4—8 мм применяют-
ся анкерные крепления «колодка с пробкой» (рис. 2.4).
Концы пучка проволок заводятся в конусное отверстие
колодки и после натяжения проволок домкратом двойно-
го действия проволоки запрессовываются в колодке проб-
кой. Пробка изготовляется из конструкционной легиро-
ванной стали марок 20Х или 40Х. На боковой поверхно-
сти пробки для повышения трения имеется нарезка, и она
2*
— 19 —
Рис. 2.4. Колодка с пробкой
для крепления затяжек
а — колодка; б — пробка
а)
Рис. 2.5. Анкеровка затяжки из
сплошных стержней
1 — стержень; 2 — усиленный кон-
цевой элемент с резьбой; 3 — за-
крепляющая гайка; 4 — упорный
лист; 5 — конструкция
Рис. 2.6. Анкеры из опрессованных гильз
а — на стержне; б — на прядях
Рис. 2.7. Петлевидная за-
тяжка с подвижным упо-
ром
а — закрепление затяжки
на подвижном упоре; б —
натяжение затяжки;
/ — неподвижный упор; 2 —
затяжка; 3 — упор для дом-
крата; 4 — домкрат; 5 —
подвижный упор
закаливается с последующим отпуском до твердости
52—55 ед по Роквеллу. Имеются и другие виды анкер-
ных устройств по концам затяжек из стальных канатов
или пучков: гильзоклиновые, гильзостержневые, стакан-
ный анкер с забивкой клиньев и др.
Затяжки из круглых стержней арматурной стали
— 20 —
классов A-V и A-VI имеют простую конструкцию и ме-
нее подвержены коррозии и случайным повреждениям.
На концах затяжек делается резьба, и затяжки закреп-
ляются на конструкции гайками. Так как резьба ослаб-
ляет сечение затяжки, то можно к концам затяжек при-
варивать стыковой сваркой короткие стержни большего
диаметра, на которые наносится резьба (рис. 2.5). Натя-
гиваются затяжки из сплошных стержней домкратами,
тянущее устройство которых навинчивается на нарезку.
Для арматурных стержней периодического профиля диа-
метром 16 мм и семипроволочных прядей диаметром
15 мм разработаны анкерные устройства из опрессован-
ных стальных гильз (рис. 2.6). Гильзы длиной и наруж-
ным диаметром в 40 мм опрессовываются на концах
сплошного стержня усилием 400—420 кН на 1 см ее дли-
ны. Для семипроволочных прядей гильза принимается
длиной 60 мм с наружным диаметром 40 мм.
Прямолинейные затяжки натягиваются с помощью
гидравлических домкратов или электротермическим спо-
собом. При электротермическом способе натяжения в за-
тяжке при нагреве электрическим током до 300—350 °C
получают заданное удлинение. В нагретом состоянии за-
тяжки устанавливаются в упорные закрепления конст-
рукции. При остывании затяжка укорачивается, ее кон-
цевые анкерные устройства упираются в упорные закреп-
ления конструкции,передавая на конструкцию требуемое
усилие. Этот способ натяжения и устройства анке-
ровки затяжек наиболее простой и дешевый.
Мощные затяжки большой длины можно выполнять
непрерывной навивкой петлевидной формы круглого или
прямоугольного сечения. Петля закрепляется на упорах,
один из которых подвижный (рис. 2.7). Подвижный упор,
перемещаясь с помощью толкающего домкрата, натяги-
вает затяжку до заданного усилия. Затем подвижный
упор прикрепляется к конструкции сваркой, болтами или
заклепками, домкрат снимается и конструкция воспри-
нимает усилие от затяжки.
2.3. РАБОТА И РАСЧЕТ СТЕРЖНЕЙ, РАБОТАЮЩИХ
НА РАСТЯЖЕНИЕ
Рассмотрим комбинированный стержень (жесткий
стержень, усиленный затяжкой), предельное состояние
которого по прочности достигается при одновременном
— 21 —
/ — планка; 2 — стык швеллеров; 3 — ребра жесткости; 4 — упорная плита;
5 — анкерная колодка; 6 — диафрагма; 7— пробка; 8 — ветви пучков из 24
проволок диаметром 5 мм
достижении в жестком стержне и затяжке напряжений,
равных расчетным сопротивлениям их материалов (рис.
2.8) и (см. рис. 1.4).
Введем следующие обозначения:
Ai, Л2 — сечение жесткого стержня и затяжки;
E[,Ri и Е2, R2— соответствующие модули упругости
и расчетные сопротивления;
Hoi, стог — соответствующие значения предварительно-
го напряжения;
X— усилие предварительного напряжения затяжки;
Xi — усилие самонапряжения — приращение усилия
в затяжке от действия нагрузки Р;
XI — удлинение стержня от нагрузки Р\
т = EJEi, k =
Если заданы нагрузка Р и характеристики материа-
ла жесткого стержня и затяжки Ri, R2, Е\, Е2, то, решая
совместно уравнения равновесия усилий в стержне:
в процессе предварительного напряжения
X ~ °02 ^2 == °01 At > (2 • 2)
при действии нагрузки
Р — (^О! + + (^2 °оа) ^2 — Р1 А + Л2 -^2 > (2-3)
а также уравнение деформации стержня под нагрузкой
получим формулы для определения требуемых площадей
— 22
сечения жесткого стержня и затяжки:
fe — т( + 1
л р--------------------
/ °nl \
~ + 1 }(k-m)K
\ А1 /
А р---------------------
/ °oi А
— + 1
\ Ki /
(2.5)
(2.6)
Для получения Aj и Л2 надо задаваться отношением
ooi/^i, т. е. предварительным напряжением ооь Наиболь-
шее возможное значение этого отношения OoiARi = l.
Предварительное напряжение должно быть выбрано с
учетом экономических соображений (минимум расхода
металла или стоимости), целесообразного конструктив-
ного решения, возможности осуществления предвари-
тельного напряжения существующими приспособления-
ми и допустимым удлинением стержня под нагрузкой.
На рис. 2.9 показаны зависимости площади жесткого
стержня в функции входящих в формулы (2.5) и (2.6)
параметров при 7?i=210 МПа. Из графика видно, что
предварительное напряжение Ooi/^i целесообразно при-
нимать возможно большим, так как при этом в конструк-
ции в большей степени используется высокопрочный ма-
териал затяжки, что выгодно в растянутых элементах.
В стальных конструкциях в зависимости от материала
затяжки значение т колеблется от 0,8 до 1 и практиче-
ски мало влияет на значение площадей А{ и Аг.
При жестком стержне из алюминиевого сплава и за-
тяжке из стали (пучка высокопрочной стальной прово-
локи, арматурного стержня или стального каната) зна-
чение модуля упругости затяжки будет примерно в 3 ра-
за больше модуля упругости стержня (т=3). Из рис.
2.9 видно, что в этом случае при незначительном увели-
чении сечения затяжки можно существенно снизить пло-
щадь жесткого стержня; это выгодно, учитывая, что алю-
миниевые сплавы значительно дороже материала ста-
бильной затяжки. В предварительно напряженном
стержне параметры k, т и ooi взаимосвязаны. Увеличи-
вая значения т и ооь нужно повышать и значение k.
Анализ экономичности применения предварительно на-
пряженных стержней показывает, что масса такого стер-
жня снижается при повышении значения ooi и может
— 23 —
Рис. 2.9. Зависимость площа-
дей At и А2 от параметров
(Го/^ь k и m (/?i=210 МПа)
для Д|/Р;------для Аг)Р
Рис. 2.10. Масса предвари-
тельно напряженного стержня
в процентах от массы стержня
без предварительного напряже-
ния
Рис. 2.11. Стоимость предвари-
тельно напряженного стержня
в процентах от стоимости стер-
жня без предварительного на-
пряжения
быть вдвое меньше массы стержня из обычной малоуг-
леродистой стали без предварительного напряжения (рис.
2.10). Стоимость в большей степени, чем масса, зависит
от параметров k и т (рис. 2.11). В стальных стержнях
стоимость снижается до 40 %, а в стержнях из алюми-
ниевых сплавов со стальной затяжкой снижение стоимо-
сти может быть значительно большим, так как высоко-
прочная затяжка заменяет алюминиевый сплав, более до-
рогой, чем материал затяжки.
Применение более высокопрочного материала затяж-
ки повышает эффективность предварительного напряже-
ния в стальных стержнях, в стержнях же из алюминие-
вого сплава, наоборот, выгоднее применять затяжки
меньшей прочности (с меньшим k). Это объясняется
тем, что с уменьшением k больше материала пойдет на
затяжку и меньше на более дорогой алюминиевый сплав
(жесткий стержень) (см. рис. 2.9).
— 24 —
Прочность предварительно напряженного комбиниро-
ванного стержня проверяется по формулам:
жесткий стержень
PEi
Д ^2 “Г
СТ01 ?2 Р1’
(2.7)
затяжка
о2 =
РЕ2
Ла Е% -р Ei
TL °02 Yi Ръ >
(2.8)
где Yi, у2 — коэффициенты точности натяжения.
Коэффициент у1 = 1,1 учитывает возможность факти-
ческого превышения усилия предварительного напряже-
ния над расчетным, а коэффициент у2 = 0,9— занижения
его при производстве предварительного напряжения
вследствие несовершенства способов контроля усилия,
вызывающего предварительное напряжение.
Эти коэффициенты вводятся в расчет, если усилия
предварительного напряжения определяются косвенны-
ми методами. При надежном контроле усилий предвари-
тельного напряжения (манометрами на домкратах, при-
борами для измерения напряжений или прогибов и т. п.)
коэффициенты yt и у2 принимают равными единице.
В процессе предварительного напряжения жесткий
стержень испытывает сжатие и при больших сжимаю-
щих напряжениях может потерять устойчивость. Если
жесткий стержень не имеет по длине диафрагм, соеди-
няющих его с затяжкой, то он работает как сжатый стер-
жень с шарнирным закреплением по концам, и устойчи-
вость его проверяется обычным способом. Как правило,
жесткий стержень соединяется через определенные ин-
тервалы диафрагмами, которые в точках соединения пре-
пятствуют смещению стержня в поперечном направле-
нии, так как затяжка в силу натяжения сохраняет пря-
молинейное положение.
Для стержня с диафрагмами критическое усилие
предварительного напряжения
XV, = . (2.9)
где п — число диафрагм, поставленных на равных расстояниях; I —
длина стержня; EJ — жесткость стержня.
Если стержень соединен с затяжкой непрерывно по
всей длине, то он не может потерять устойчивость и ра-
ботает только на прочность.
— 25 —
2.4. УЧЕТ ПАДЕНИЯ УСИЛИЯ В ВЕТВЯХ ЗАТЯЖЕК
ОТ РЕЛАКСАЦИИ И ПОСЛЕДОВАТЕЛЬНОГО
ИХ НАПРЯЖЕНИЯ
После создания предварительного напряжения уси-
лие в затяжке может немного уменьшиться в результате
деформации анкерных устройств и релаксации напряже-
ний в затяжке. Это учитывается созданием контролируе-
мого усилия предварительного напряжения несколько
большего, чем необходимо по расчету,
^"=• (2Л0>
где ХСоп — усилие, контролируемое в процессе натяжения по прибо-
рам; X — расчетное усилие в затяжке от предварительного напряже-
ния; 0,95 — коэффициент релаксации, который принимается только
для затяжек из стальных канатов и пучков высокопрочной проволо-
ки; А2, E2i h — площадь, модуль упругости и длина затяжки; Да —
податливость анкеров; при закреплении анкеров гайками или клино-
видными пробками Да = 0,1 см; при применении анкеров с проклад-
ками Да=0,2 см.
Если затяжка спроектирована из нескольких ветвей,
то часто ветви натягиваются последовательно по одной
или попарно. Усилие в уже натянутых ветвях при натя-
жении последующих падает. Чтобы после окончания
предварительного напряжения усилия во всех ветвях за-
тяжки были равны, необходимо к ранее натянутым вет-
вям прикладывать усилие большее, чем к последующим.
Усилие натяжения t-той ветви
Г64-/ 7
t U + d
(2.П)
где t — число последовательно натягиваемых ветвей затяжки:
Л2
2.5. КОНСТРУКЦИЯ И РАСЧЕТ ЦЕНТРАЛЬНО СЖАТЫХ
СТЕРЖНЕЙ
Гибкие стержни, работающие на центральное сжатие,
можно усилить предварительно напряженным шпренге-
лем, значительно повысив тем самым его несущую спо-
собность и облегчив конструкцию. Шпренгельные систе-
мы могут иметь разнообразные схемы (рис. 2.12). Конст-
рукция состоит из центрального стержня (чаще всего
— 26 —
Рис. 2.12, Предварительно напряженные шпренгельные стойки
1 — стержень; 2 —тяга; 3 — распорка
трубы) и четырехстороннего шпренгеля, который обес-
печивает пространственную жесткость. Тяги шпренгель-
ной системы натягиваются, что обеспечивает их работу
в момент потери стержнем устойчивости как со стороны
растяжения, так и сжатия. Распорки шпренгеля должны
быть жестко соединены со стойкой и иметь достаточную
изгибную жесткость (рис. 2.13). Центральный стержень
работает как стойка, имеющая упругие опоры в местах
прикрепления распорок шпренгеля. Тяги прикрепляются
к концам распорок, чтобы устранить проскальзывание их
в момент изгиба стержня. Тяги могут быть из стальных
канатов, семипроволочных прядей или круглой арма-
туры.
В СССР построены мачты, состоящие из одной сек-
ции или нескольких последовательно сопряженных одно-
типных секций, поддерживаемых в вертикальном поло-
жении оттяжками (рис. 2.14). Каждая секция представ-
ляет собой стойку, усиленную с четырех сторон
предварительно напряженными шпренгельными система-
ми. Такие мачты высотой до 164 м оказались весьма эко-
номичными по расходу металла и удобными в монтаже.
Расчет стержней, усиленных предварительно напряжен-
ными шпренгелями, разработан А. А. Воеводиным [7].
— 27 —
Рис. 2.13. Сборка на- стелла-
жах радиомачты с предвари-
тельно напряженным шпренге-
лем
Рис. 2.14. Многоярусные мачты
шпренгельной системы
Расчетная схема многопанельных стержней принима-
ется в виде центрально-сжатого стержня с упругоподат-
ливыми опорами в месте прикрепления распорок шпрен-
геля (рис. 2.15). Упругоподатливые опоры препятствуют
свободному горизонтальному перемещению и повороту
соответствующих сечений при искривлении стержня от
приложения критической силы. При жестких распорках
стержень теряет устойчивость по первой (рис. 2.15,6),
а при недостаточной их жесткости по второй (рис. 2.15, а)
— 28 —
Рис. 2.15. Расчетная схема
двухпанельной предварительно
напряженной шпренгельной
стойки
а — конструктивная схема; б — по-
теря устойчивости по первой схеме;
в — потеря устойчивости по второй
схеме; г — сечение распорки
Рис, 2.16. К расчету предвари-
тельно напряженной стойки с
параллельными тягами
кривой Эйлера. При потере устойчивости по второй кри-
вой Эйлера критическая сила заметно уменьшается.
Двухпанельный стержень, усиленный четырехсторон-
ним шпренгелем, рассчитывают по следующей схеме. За-
— 29 —
данными являются расчетная нагрузка Р' и остаточные
натяжения Т в каждой из четырех тяг после нагружения
стержня; высота стержня H=2h-, угол наклона тяг аг,
расчетное сопротивление R и модуль упругости материа-
ла Е; коэффициенты условия работы ус и надежности по
нагрузке; R' = (yc/vf)R', запас общей устойчивости £ус>2.
Исходя из устойчивости одной панели стержня с рас-
четной длиной h'^0,8h, находим гибкость Л = У n2E/R'
и по гибкости—требуемый наружный диаметр трубы
D'~h'l (Х0,33). Подбираем трубу по ГОСТу и получаем
ее геометрические характеристики: D, t, A, J, г. Опреде-
ляем допустимую вертикальную нагрузку N=AR' для
подобранной трубы высотой h, найдя по гибкости 1Э —
—h/r коэффициент <р. Тогда расчетная нагрузка на
шпренгельную стойку P — N—4Т (полная допустимая
нагрузка минус остаточные натяжения в тягах).
При заданном коэффициенте запаса общей устойчи-
вости kyc получим критическую нагрузку шпренгельной
СТОЙКИ PKp=PkyC и, исходя из формулы
, v2EJ
кр - #
коэффициент v =h УР'кр /EJ.
Из уравнения
V1 __ 2АТ ft2 sin2 eg cos
tg — vx - J
определяем площадь тяги. Тяга принимается из круглой
стали. Зная v и Ат из уравнения
v дт sin оь cos2 «1
= + _Д-1 (2.13)
tgv------------------------------A a sin2 Pi cos Pi
находим площадь сечения ветвей распорок Ad и подби-
раем их сечение (обычно из сдвоенных уголков). Если
уменьшить сечение ветвей распорок, то стержень может
потерять устойчивость по двум полуволнам, и критиче-
ская нагрузка несколько уменьшится.
При предварительном напряжении стержня парал-
лельными тягами задача устойчивости сводится к нахож-
дению критической силы сжатого стержня с разгружаю-
щими моментами на концах.
При потере стержнем устойчивости жесткие диафраг-
мы поворачиваются на угол <р и в тягах появляются до-
- 30 —
бавочные усилия (рис. 2.16)
(2.14)
2ЕТ Дт
± AS = —аф.
Эти усилия создают по концам стержня моменты, об-
ратные по знаку моментам, возникающим в стержне при
потере устойчивости.
/И = 2А5а (2.15)
Критическая сила в стержне определяется по фор-
муле
(2.16)
(2.16'
(2.17)
р
Гкр - /2
Мощные тяги могут обеспечить полное защемление
концов стержня, при этом v=2n, а критическая сила
__ 4л2 ECJC
~ /2
Коэффициент v зависит от отношения модулей упру-
гости и геометрических параметров системы. Обычно v
берется в пределах 4,5—5,5. По принятому значению v
можно подобрать площадь тяг
/ V V \
+-----I Ес Jc
\ tgv---------sin v /
д =----------------------
4ЕТ а2
Зная Ркр и геометрические параметры I, a,Jc, можно
по формулам (2.16) и (2.17) подобрать сечение стержня.
Варьируя расстояние а, можно подобрать оптималь-
ную конструкцию предварительно напряженного стерж-
ня. Исходя из условия, что удлинение тяг при предвари-
тельном их натяжении не должно быть меньше укороче-
ния стержня при действии на него критической
получим минимальную силу, которая требуется
предварительном напряжении
% _______
/. । Ас \ / Ес Ас
1 -|- п---1 I 1 + п-------
у Еу Ду У \ Еу Ду
В формулах (2.14) —(2.18): Ес, Дс — модуль упругости
силы,
при
4л2 £с Jc
(2.18)
/2
и пло-
щадь стержня; ЕУАТ— модуль упругости и площадь тяги; /с— мо-
мент инерции сечения стержня; п — число тяг.
— 31 —
Рис. 2.17. Эпюры нормальных напряжений внецентренно сжатого
стержня при предварительном напряжении и загружении
а — сечение стержня; б — напряжение от усилия в затяжке; в — напряжения
от нагрузки; г—суммарные напряжения при действии расчетной нагрузки
2.6. ВНЕЦЕНТРЕННО СЖАТЫЕ СТЕРЖНИ
Внецентренно сжатые и сжато-изогнутые стержни
можно напрягать со стороны растяжения от действия из-
гибающего момента. Такие стержни могут быть в стой-
ках и ригелях рам, в колоннах и т. п. По сравнению с из-
гибаемыми элементами (балками) работа и расчет вне-
центренно сжатых стержней сложнее, так как здесь
появляется еще один дополнительный параметр — сжи-
мающая сила М
Напряженное состояние сечения сплошного стержня
при предварительном напряжении и последующем загру-
жении показано на рис. 2.17. Методика подбора сечения,
оптимального по расходу материала, разработана
Л. В. Венковым (София).
Оптимальное сечение определяется значениями девя-
ти параметров: Ло, k, т, р, ю, а, %, t, ц, где A0=hi/hi—
характеристика асимметрии сечения; k=hwltw — гиб-
кость стенки балки; т=Лш/Л; р= (XH-XJ/X — коэффи-
циент самонапряжения; ^=hU— относительная длина
затяжки; ц — характеризует физические параметры ма-
териалов балки и затяжки. Значения остальных парамет-
ров даны на рис. 2.17. Коэффициентом t, определяющим
положение затяжки по высоте сечения, следует задавать-
ся по конструктивным соображениям в пределах t=
= 1,05...1,2. При большем значении t эффективность пред-
варительного напряжения увеличивается, но вместе с тем
— 32 —
затрудняются устройство анкерных креплений и обеспе-
чение устойчивости стержня в процессе предварительно-
го напряжения. Исходными уравнениями для анализа
влияния различных параметров на получение оптималь-
ного сечения и разработки рабочей методики подбора
сечений являются уравнения равновесия 2^=0 и 2М =
=0, получаемые из рассмотрения напряженного состоя-
ния сечения стержня. Уравнения равновесия при пред-
варительном напряжении (рис. 2.17, б):
SjV = O; l)-Ww^ + X = 0;
(2.19)
ht
SM =0; aRAlth — RA2h(t— 1)4-/?(Ц- a) X
/2 \ I h \
Х дг/i + M — h — Rht —+ № — h = 0. (2.20)
\ 3 / u \ 2 /
При действии расчетной нагрузки (рис. 2.17, а)
ХЛ' = 0; At R - Л2 ©R + 4- (© + 1) Rht,. — Rht + X + X. =
=~N; (2.21)
SM = 0; A1Rth-A2aRh(t — \) + -^R(<d+l)hitw X
/2 \ /1 \
X — 4-^—1 — —+/—1 + (2.22)
\ о / \ 2 • /
Подстановкой в полученные уравнения различных па-
раметров на ЭВМ было проанализировано их влияние
на оптимальное сечение. Параметры М, N, k, t и ц при-
нимаются заданными. Оптимальные параметры сечения
в первую очередь зависят от коэффициента самонапря-
жения р, который в свою очередь зависит от характера
нагрузки, удаления затяжки от нижнего пояса и от фи-
зико-механических параметров стержня ц. Получив фор-
мулу для значений усилий самонапряжения при изгибе
сжатого стержня равномерно распределенной нагрузкой
в функции геометрических и физико-механических пара-
метров сечения стержня и затяжки, было проанализиро-
вано влияние этих параметров на оптимальное сечение
стержня.
Полученные значения коэффициента самонапряжения
Р в функции параметров t, е — M/N и ц приведены в
табл. 2.6.
3—799
- 33 —
Таблица 2.6. Значения коэффициента самонапряжения 0
t 1/г ц = 0,1 ц = 0,2 ц = 0,3
1 0 1,19 1,42 1,69
0,05 1,19 1,42 1,66
0,1 1,19 1,43 1,62
0,15 1,19 1,4 1,58
0,2 1,19 1,38 1,56
1,1 0 1,22 1,5 1,45
0,05 1,22 1,49 1,7
0,1 1,22 1,47 1,67
0,15 1,22 1,44 1,64
0,2 1,22 1,43 1,61
1,2 0 1,25 1,57 1,83
0,05 1,25 1,54 1,74
0,1 1,25 1,52 1,74
0,15 1,25 1,5 1,71
0,2 1,24 1,48 1,69
Из табл. 2.6 видно, что наибольшее влияние на коэф-
фициент самонапряжения оказывают физико-механиче-
ские характеристики затяжки и стержня. С ростом t ко-
эффициент самонапряжения увеличивается незначитель-
но, влияние р несколько больше. Анализ показал, что
коэффициент а незначительно отклоняется от значения
0,15—0,2. Коэффициент со равен единице при больших
значениях эксцентриситета и значениях £}, близких к 1 —
1,4. При малых значениях е и больших 0 коэффициент w
может быть значительно меньше единицы, т. е. оптималь-
ные параметры получаются при недонапряжении растя-
нутых волокон в процессе нагружения. Параметр т~
=AW/A мало меняется и может быть принят, как и для
изгибаемых элементов, равным 0,55. Площадь сечения
уменьшается с увеличением параметров t и 0. При изги-
бе стержня равномерно распределенной нагрузкой дли-
на затяжки /3=х/= (0,7...0,75)/.
Для практического применения составлена табл. 2.7
расчетных параметров, с помощью которых можно легко
подбирать сечения предварительно напряженных сжато-
изогнутых стержней.
Методика подбора сечения стержня с оптимальными
параметрами сводится к следующему:
— 34 —
Таблица 2.7. Значения расчетных параметров
для подбора сечения предварительно напряженных
сжато-изогнутых стержней (М, кН-м; N, кН)
м JV ₽ а О Л» т А X А3
При k= = 100, 1 = 1Д, 0 = 0,1
1000 0 1,22 0,213 1 1,75 0,558 121 0,74 3,7
1000 50 1 ,22 0,213 1 1,794 0,567 122 0,73 3,6
1000 100 1,22 0,201 1 1,86 0,543 124 0,73 3,6
1000 150 1,22 0,194 1 1,917 0,534 125 0,73 3,6
1000 200 1,22 0,194 1 1,963 0,542 126 0,72 3,5
2000 0 1,22 0,213 1 1,75 0,558 192 0,74 5,8
2000 10 1,22 0,213 1 1 ,805 0,57 195 0,73 5,7
2000 200 1,22 0,201 1 1,884 0,547 197 0,73 5,7
2000 300 1,22 0,194 1 1,953 0,54 200 0,73 5,6
2000 400 1,22 0,188 1 2,025 0,533 202 0,72 5,5
3000 0 1,22 0,213 1 1,75 0,558 252 0,74 7,6
3000 150 1,22 0,207 1 1,824 0,555 256 0,73 7,5
3000 300 1,22 0,201 1 1,9 0,55 260 0,73 7,4
3000 450 1,22 0,201 0,966 1,737 0,557 263 0,72 7,3
3000 600 1,22 0,188 0,981 2,044 0,536 267 0,72 7,2
4000 0 1,22 0,213 1 1,75 0,558 305 0,74 9,3
4000 200 1,22 0,207 1 1,83 0,556 310 0,73 9,1
4000 400 1,22 0,194 1 1,925 0,535 315 0,73 9
4000 600 1,22 0,188 1 2,012 0,53 320 0,72 8,8
4000 800 1,22 0,188 0,95 2,043 0,536 326 0,71 8,8
5000 0 1,22 0,123 1 1,75 0,558 354 0,74 10,7
5000 250 1,22 0,201 1 1,847 0,54 360 0,73 10,6
5000 500 1,22 0,201 1 1 ,924 0,555 367 0,73 10,2
5000 750 1 ,22 0,188 1 2,03 0,533 373 0,72 10,1
5000 1000 1,22 0,182 0,975 2,103 0,525 380 0,71 10
6000 0 1,22 0,213 1 1,75 0,558 400 0,74 12,1
6000 300 1,22 0,201 1 1,852 0,541 407 0,73 11,9
6000 600 1,22 0,194 1 1 ,947 0,539 415 0,73 11,6
6000 900 1,22 0,188 0,997 2,042 0,536 423 0,72 11,4
6000 1200 1,22 0,182 0,953 2,104 0,525 431 0,71 11,4
7000 0 1,22 0,213 1 1,75 0,558 444 0,74 13,4
7000 350 1,22 0,201 1 1,856 0,542 452 0,73 13,2
7000 700 1,22 0,194 1 1,956 0,541 461 0,73 12,8
7000 1050 1,22 0,188 0,981 2,042 0,563 470 0,72 12,6
7000 1400 1,22 0,188 0,888 2,048 0,536 479 0,7 12,9
8000 0 1,22 0,213 1 1,75 0,558 485 0,74 14,7
8000 400 1,22 0,201 1 1,86 0,543 494 0,73 14,4
8000 800 1,22 0,194 1 1,964 0,542 504 0,73 14
8000 1200 1,22 0,188 0,969 2,043 0,536 515 0,72 13,6
8000 1600 1,22 0,188 0,872 2,049 0,537 526 0,7 14,1
3*
- 35
Продолжение табл. 2.7
м N 0 а (0 л» m А X ^3
9000 0 1,22 0,213 1 1,75 0,558 524 0,74 15,9
9000 450 1,22 0,201 1 1,864 0,543 535 0,73 15,6
9000 900 1,22 0,194 1 1,971 0,544 546 0,73 15,1
9000 1350 1,22 0,188 0,956 2,043 0,536 558 0,71 15
9000 1800 1,22 0,176 0,953 2,17 0,514 571 0,71 14,8
10 000 0 1,22 0,213 1 1,75 0,558 563 0,74 17,1
10 000 500 1,22 0,201 1 1,867 0,544 544 0,73 16,7
10 000 1000 1,22 0,194 1 1,978 0,545 587 0,72 16,1
10 000 1500 1,22 0,188 0,944 2,043 0,536 600 0,71 16,2
10 000 2000 1,21 0,182 При k-- 0,875 = 100, t 2,094 = 1,1, 1 0,523 1=0,2 614 0,69 16,3
1000 0 1,5 0,207 0,997 1,885 0,567 118 0,77 8,1
1000 50 1,5 0,201 0,981 1,932 0,556 119 0,76 8
1000 100 1,49 0,201 0,922 1,929 0,556 120 0,75 8,1
1000 150 1,47 0,204 0,841 1,9 0,56 122 0,74 8,3
1000 200 1,46 0,201 0,806 1,919 0,554 123 0,73 8,3
2000 0 1,5 0,207 0,997 1,885 0,567 187 0,77 12,8
2000 100 1,49 0,201 0,966 1,931 0,556 189 0,76 12,6
2000 200 1,48 0,201 0,891 1,929 0,556 192 0,75 13
2000 300 1,46 0,201 0,819 1,92 0,554 194 0,73 13,2
2000 400 1,45 0,207 0,734 1,889 0,568 197 0,72 13,3
3000 0 1,5 0,207 0,997 1,885 0,567 245 0,77 16,7
3000 150 1,49 0,201 0,956 1,932 0,556 249 0,76 16,8
3000 300 1,47 0,204 0,847 1,901 0,56 252 0,74 17,2
3000 450 1,46 0,201 0,806 1,934 0,557 256 0,73 17,1
3000 600 1,44 0,21 0,684 1,866 0,573 260 0,71 17,5
4000 0 1,5 0,207 0,997 1,885 0,567 296 0,77 20,3
4000 200 1,49 0,197 0,969 1,956 0,551 302 0,76 20,3
4000 400 1,47 0,201 0,853 1,924 0,555 307 0,74 20,8
4000 600 1,45 0,207 0,747 1,889 0,568 312 0,72 21
4000 800 1,43 0,21 0,659 1,866 0,573 318 0,7 21,2
5000 0 1,5 0,207 0,997 1,885 0,567 344 0,77 23,5
5000 250 1,49 0,201 0,941 1,932 0,556 350 0,76 23,7
5000 500 1,49 0,191 0,966 2,054 0,548 357 0,76 23
5000 750 1,45 0,21 0,709 1,865 0,573 363 0,71 24,6
5000 1000 1,43 0,207 0,659 1,893 0,568 370 0,7 24,5
6000 0 1,5 0,207 0,997 1,885 0,567 389 0,77 26,6
6000 300 1,49 0,201 0,934 1,932 0,556 396 0,76 26,8
6000 600 1,47 0,201 0,838 1,934 0,557 404 0,74 27,2
6000 900 1,44 0,21 0,7 1,867 0,573 412 0,71 27,7
6000 1200 1,43 0,207 0,641 1,893 0,568 420 0,69 27,7
7000 0 1,5 0,207 0,997 1,885 0,567 431 0,77 29,5
7000 350 1,49 0,201 0,928 — 36 1,931 0,556 439 0,76 29,7
Продолжение табл. 2.7
м N 6 а СО А. т А X А3
7000 700 1,47 0,201 0,834 1,936 0,557 449 0,74 30
7000 1050 1,44 0,21 0,687 1,867 0,573 458 0,71 30,8
7000 1400 1,42 0,207 0,622 1,892 0,568 468 0,69 30,8
8000 0 1,5 0,207 0,997 1,885 0,567 471 0,77 32,2
8000 400 1,49 0,201 0,922 1,929 0,556 481 0,75 32,5
8000 800 1,47 0,201 0,822 1,93£ 0,557 491 0,74 32,9
8000 1200 1,44 0,21 0,675 1,867 0,573 502 0,7 33,7
8000 1600 1,42 0,207 0,606 1,893 0,569 513 0,69 33,8
9000 0 1,5 0,207 0,997 1,885 0,567 509 0,77 34,8
9000 450 1,49 0,201 0,916 1,929 0,556 520 0,75 35,3
9000 900 1,47 0,201 0,816 1,935 0,557 532 0,73 35,6
9000 1350 1,43 0,21 0,666 1,867 0,573 545 0,7 36,4
9000 1800 1,42 0,204 0,612 1,919 0,564 557 0,69 36,3
10 000 0 1,5 0,207 0,997 1,885 0,567 546 0,77 37,4
10 000 500 1,48 0,201 0,913 1,93 0,556 559 0,75 37,8
10 000 1000 1,46 0,207 0,766 1,886 0,567 572 0,73 38,7
10 000 1500 1,44 0,204 0,694 1,914 0,563 586 0,71 38,6
10 000 2000 1,43 0,194 0,653 1,996 0,548 599 0,69 38,5
1. Из табл. 2.7, задаваясь гибкостью стенки k, и, ин-
терполируя по известному ц, находим значения парамет-
ров р, а, (о, Ао, т, А, Аэ, %.
2. Используя формулы (3.15) безразмерных величин
несимметричного двутавра, компонуем сечение стержня
и проверяем прочность в стадии предварительного напря-
жения и под нагрузкой.
Результаты пробного проектирования показали, что
экономия массы от применения предварительного напря-
жения составляет 9—16 %. Экономия возрастает с уве-
личением параметров t и е и с уменьшением парамет-
ра р.
ГЛАВА 3. БАЛКИ
И БАЛОЧНЫЕ СИСТЕМЫ
3.1. БАЛКИ, ПРЕДВАРИТЕЛЬНО НАПРЯЖЕННЫЕ
ЗАТЯЖКАМИ
3.1.1. Конструктивные решения. В балках, работаю-
щих на поперечный изгиб и предварительно напрягаемых
затяжками, затяжки размещаются со стороны растяну-
— 37 —
того пояса (рис. 3.1). По конструктивным соображениям
затяжку удобно делать прямолинейной и размещать на
небольшом расстоянии от нижнего пояса. В однопролет-
ных балках, как правило, затяжка размещается в сред-
ней части пролета, в зоне наибольшего изгибающего мо-
мента (рис. 3.1,6); в этом случае анкерные устройства
для крепления затяжки размещаются в пролете. В бал-
ках, работающих на знакопеременную вибрационную на-
грузку, устройство анкерных креплений затяжки в про-
лете нежелательно, так как в зоне анкерных устройств
возникает концентрация напряжений и выносливость ба-
лок понижается. В этом случае лучше закреплять затяж-
ку в торцах балок (рис. 3.1, а). Натяжение затяжки соз-
дает предварительное напряжение сжатия в растянутом
поясе и растяжения в сжатом. Чем больше расстояние
от затяжки до центра тяжести сечения балки, тем эф-
фективнее работа затяжки. Однако значительное удале-
ние затяжки за пределы сечения балки затрудняет ее ан-
керовку по концам и соединение захватами нижнего по-
яса с затяжкой по ее длине. Захваты, как и диафрагмы
в стержнях, работающих на растяжение, нужны для
обеспечения нижнего пояса балки от потери устойчиво-
сти при натяжении затяжки.
При больших пролетах затяжки можно выполнять из
нескольких ветвей и размещать их внахлестку с концен-
трацией ветвей на участках с максимальным значением
моментов (рис. 3.1,6).
Сечение балок принимается несимметричным с мень-
шей площадью пояса со стороны затяжки, которая раз-
гружает этот пояс. При несимметричном сечении балки
можно добиться оптимального использования ее мате-
риала. Оптимальные параметры сечения обычно уста-
навливаются из условия, что при действующей расчетной
нагрузке краевые напряжения в верхнем и нижнем поя-
сах равны расчетному сопротивлению материала балки,
а напряжение в затяжке равно расчетному сопротивле-
нию материала затяжки. Обычно сечение балки прини-
мается в виде несимметричного двутавра из трех листов
(рис. 3.2,а). Можно принимать нижний пояс из прокат-
ных профилей: трубы, уголка, швеллера, которые лучше
работают на сжатие в процессе предварительного на-
пряжения. Возможны двустенчатые (рис. 3.2,6) и тре-
угольные (рис. 3.2, г) сечения с затяжками внутри се-
чения.
— 38 —
б)
Рис. 3.2. Сечения балок
а—д — типы
Рис. 3.3. Установка затяжки при электротермическом предваритель-
ном напряжении
а — балка с поставленной затяжкой; б — вид снизу; в — затяжка до разогре-
ва; А — расчетное удлинение затяжки при разогреве; 1 — затяжка; 2 — план-
ка; 3 — фиксатор
— 39 —
Рис. 3.4. Узлы прикрепления затяжки, укрепленные ребрами жестко-
сти
а — на опоре; б — в пролете
Затяжки в мощных балках выполняются из стальных
канатов или пучка высокопрочной проволоки. Натяже-
ние производится домкратами или электротермическим
способом. Применение электротермического способа натя-
жения затяжек особенно удобно в конструктивном и про-
изводственном отношениях при затяжках из арматурной
стали. Здесь анкеровка затяжки возможна простой при-
варкой концов стержня к планкам, одна из которых при-
варивается к балке до разогрева затяжки, а вторая пос-
ле разогрева до достижения затяжкой заданного расче-
том удлинения А. Фиксация заданного удлинения может
быть выполнена приваренным к поясу фиксатором (рис.
3.3). Возможно применение петлевидных затяжек (рис.
2.7), при которых проволока с заданным усилием нама-
тывается на упоры или затяжка натягивается домкрата-
ми с помощью подвижного упора. В месте анкерного за-
крепления затяжки на балку передаются большие сосре-
доточенные силы, вызывающие значительные местные
напряжения в стенке и поясе балки. Для восприятия
этих сил, укрепления пояса и стенки и снижения концен-
трации усилий в зоне анкеровки ставятся дополнитель-
ные ребра (рис. 3.4). Чтобы обеспечить устойчивость
нижнего пояса в процессе натяжения затяжки, ее соеди-
няют с поясом захватами в виде ребер, скоб и т. п., кото-
рые позволяют затяжке свободно перемещаться в про-
дольном направлении, но препятствуют выпучиванию
пояса из плоскости балки.
Расстояние между захватами можно определить при-
— 40 —
Рис. 3 5. К подбору сечения балки
а — размещение затяжки; б — сечение балки; в — эпюра напряжений под на-
грузкой
ближенной проверкой на устойчивость нижнего пояса
при действии сжимающего напряжения по формуле
Ут X у, Хс
ст = ———— < ф/?,
х A W
(3.1)
где ф — коэффициент продольного изгиба, определяемый по гибко-
сти пояса балки относительно вертикальной оси при свободной дли-
не пояса, равной расстоянию между местами соединения нижнего
пояса с затяжкой; X — усилие предварительного напряжения затяж-
ки; с — расстояние от затяжки до центра тяжести сечения балки;
W и А — момент сопротивления и площадь сечения балки.
Из формулы (3.1) можно найти максимально воз-
можное усилие натяжения затяжки, при котором устой-
чивость пояса обеспечена,
” (Г + сА) ъ
(3.2)
3.1.2. Расчет балок. Рассмотрим подбор сечения. Фор-
мулы для определения оптимальных геометрических па-
раметров балок были получены А. А. Васильевым из
уравнений (3.3)—(3.6), описывающих напряженное со-
стояние балки в сечении с наибольшим изгибающим мо-
ментом при полном использовании расчетных сопротив-
лений балки и затяжки (рис. 3.5). Затяжка считается
расположенной в одном уровне с нижним поясом балки
(c=/z2). Это допущение при высоких балках (Л>1 м)
и затяжках, расположенных на небольших расстояниях
от нижнего пояса («0,05—0,1 м), приводит к небольшим
погрешностям. В сечении с максимальным изгибающим
моментом напряженное состояние балки должно удовлет-
ворять равенствам:
— 41 —
для верхнего пояса балки
а _ [ у2 X 4- Xf _(Тг Х-|-Х1) h2 _
1- Wt + A №j
для нижнего пояса балки
М ъХ + Xt (ъХ + Х,)^ г
2“ w2 ~ A w2 -*
для нижнего пояса при предварительном напряжении
’ Vi X Vi Xh2
+—(3-5)
напряжение в затяжке при нагружении балки
ъх + х.
л — Кз-
А3
(3.3)—(3.5) коэффициент само-
(3.6)
о3 =
Введем в уравнения
напряжения
у2х + хг
X
Тогда уравнения (3.3) — (3.5) примут вид:
м рх вхл.
+'
'М
w2 ~
У1Х
(3.7)
рх плл2
~А~ ~~ W. ~R’
рх рх/12
A W. R’
4- Y1 — Р
А + W2 R'
При совместном решении уравнений (3.8) — (3.10) по-
лучены формулы для подбора геометрических характе-
ристик оптимального сечения балки при заданных значе-
ниях расчетного момента и физических характеристик
материала балки RE и затяжки R3, Е3,
M = RCV &Т,
откуда требуемая площадь сечения балки
(3.8)
(3.9)
(3.10)
(3.11)
₽ =
(3.12)
где k — принимается 80—120; С — коэффициент, зависящий от ас-
симметрии балки Ао и параметра р;
ц = (Р£3)/(Р3£). (3.13)
Значения С и Ао берутся из табл. 3.1 в функции ко-
— 42 —
Таблица 3.1. Оптимальные значения параметров До и С
и длина затяжки для трех случаев загружения
Схема загружения балки
И v2 = l V, “ 1 V2 = =0,9 V, = =1.1 Длина затяжки
Л с с
0,1
0,2
0,3
0,4
1,87
2,11
2,56
3,6
0,348
0,369
0,399
0,446
1,58
1,75
1,99
2,4
0,347
0,359
0,381
0,415
0,1
0,2
0,3
0,4
1,83
1,98
2,16
2,36
0,344
0,357
0,371
0,384
1,69
1,8
1,95
2,12
0,329
0,341
0,354
0,367
0,1
0,2
0,3
0,4
1 ,82
1,94
2,06
2,19
0,342
0,353
0,363
0,373
1,72
1,88
2,07
2,27
0,323
0,328
0,332
0,336
/3 — g I
L I
—iV s
эффициента ц, а также в зависимости от характера за-
гружения балки, от которого зависит коэффициент са-
монапряжения.
Для стальных балок значение ц изменяется от 0,4 до
0,1; для алюминиевых — от 1,5 до 0'3. Полученную по
формуле (3.11) площадь сечения балки распределяем
между стенкой и полками, используя приближенную за-
висимость tn=Aw/A=0,55. Высота стенки примерно рав-
на высоте балки:
hw^h=Awltw==V'^- (3. !4)
Площадь полок Af=A—Aw, так же как и другие гео-
метрические параметры сечения балки, определяют по
формулам (3.15), исходя из полученных площадей се-
чения балки А и требуемой характеристики асимметрии
сечения До, а также от принятых безразмерных коэффи-
циентов т и k:
— 43
Л _т
А4 4- 1 2
'И'Akm Ао Akm
k} 4 + 1; h2=~4 +1 ’
64 - (4 + \ymt
j = A1 km-----------;
4 — di '
т
2
6(4 + 1)2
, г--- 64 — (4 + I)2 т
W, = V As km —5-v 01 ’---
6(4 + 1)
= *.-<*+»>’"-
6Л„(Л„+1)
Требуемая площадь затяжки
4 = (РХ)//?3.
Из формулы (3.9)
ВХ _ (М ~/?Га) А
Р W2 + Aft2
(3.15)
(3.16)
(3.17)
Усилие предварительного напряжения X получаем из
формулы (3.10)
Л = . (0.101
Усилие самонапряжения получаем из формулы (3.7)
4 = (Р-?2)Х.
Общее выражение усилия самонапряжения может
быть получено в результате расчета статически неопре-
делимой балки с одним неизвестным
Г MiM J
। г* т dx
я
OlP ___________Я_______
511 ~ Г 'з (3
J ^4 + Е34Ф ЕА
(3.19)
Для балки постоянного сечения с прямолинейным на-
прягающим элементом на уровне нижнего пояса значе-
ния Xi из рассмотренных в табл. 3.1 случаев загружения
может быть записано в более простом виде
( М1 Е J
\ х Е3 4 А
(3.20)
44 —
Рис. 3.6. К определению уси-
лия самонапряжения в затяж-
ке для различных случаев за-
гружения. Балка загружена
а — моментами на опорах; б — рас-
пределенной нагрузкой; в — сосре-
доточенной нагрузкой
где (D — площадь эпюры изгибающего момента от нагрузки на участ-
ке длины затяжки (рис. 3.6); Mt = l/i2— момент от усилия X = 1.
После нахождения всех расчетных параметров при-
годность подобранного сечения балки и затяжки прове-
ряется по формулам (3.3) — (3.6), в которые вместо Л2
подставляют расстояние от затяжки до центра тяжести
сечения балки с. Возможные неувязки корректируются
коэффициентами т и k. Требуемая длина затяжки опре-
деляется для разных загружений в соответствии с табл.
3.1 в функции коэффициента
е = ! _ Ут 6Л0 - т (Ло + 1)*
с 6Л0(Л0+1)
Такая методика позволяет подбирать оптимальные по
расходу стали сечения предварительно напряженных ба-
лок однократными простейшими вычислениями с воз-
можной последующей незначительной корректировкой
полученного сечения.
Подобранные сечения необходимо проверить в месте
теоретического обрыва затяжки по формуле
Ma/W2 < R,
(3.21)
где Ма — момент в месте теоретического обрыва затяжки.
При конструировании анкерное крепление затяжки
следует расположить ближе к опоре балки от места тео-
ретического обрыва затяжки примерно на 0,5 м. При кре-
45 —
плении затяжек в опорных узлах балок необходима про-
верка прочности и местной устойчивости нижнего пояса
и стенки у опор при действии максимальной нагрузки,
где действуют сжимающие усилия затяжки и опорная
реакция, а разгружающие напряжения от момента об-
ратного знака практически отсутствуют.
Для предварительно напряженных балок существен-
на и проверка местной устойчивости стенки. Наиболее
экономичные сечения балок получаются при больших зна-
чениях hftw. При изменении hjtw от 80 до 120 разница
в площадях поперечного сечения составляет около 13 %.
Следовательно, надо стремиться проектировать балки
с более тонкой стенкой. Однако такая стенка может по-
требовать большого числа ребер жесткости для обеспече-
ния ее устойчивости, конструкция балки окажется слиш-
ком сложной, а изготовление ее трудоемким. Надо учи-
тывать, что с точки зрения потери местной устойчивости
наиболее опасной может оказаться область стенки, при-
мыкающая к затяжке (нижний пояс в однопролетных
балках), так как в процессе предварительного напряже-
ния здесь возникают значительные сжимающие напря-
жения. В стенках с гибкостью &=180 и более может по-
требоваться постановка горизонтального ребра жесткости
в области стенки, сжатой при предварительном напряже-
нии. Для балок из алюминиевого сплава со стальной за-
тяжкой или для стальной балки с весьма высоким рас-
четным сопротивлением затяжки коэффициенты ц имеют
высокие значения, что приводит к большим коэффици-
ентам асимметрии Ао и близким к нулю площадям ниж-
него пояса.
В этом случае надо задаться площадью нижнего по-
яса в пределах A2—SA, где 5=0,02...0,08. Необходимые
для подбора сечения балки параметры Ло и С можно
получить из графика (рис. 3.7), зная коэффициенты ц
и принятое значение 5. Например, при р,=0,34 и 5 = 0,08
из графика получаем: А0=2,37 и С=0,374. Зная коэф-
фициент С, по формуле (3.12) определяется площадь
балки и по формуле (3.15) находятся остальные ее пара-
метры.
В вышеприведенной методике определяется оптималь-
ная высота балки в функции ее параметров. Однако ино-
гда высота балки назначается по конструктивным и
компоновочным условиям. В этом случае приведенной
методикой воспользоваться нельзя и сечение можно по-
— 46 —
Рис. 3.7. Определение парамет-
ров Ао и С при заданном сече-
нии нижнего пояса
Рис. 3.8. К подбору сечения
балки по ядровым расстояни-
ям
добрать, используя ядровые расстояния (рис. 3.8). Имея
высоту балки, приближенно равную высоте стенки
xhw, и, задавшись приемлемой гибкостью стенки k=
—hwltw, получаем площадь стенки Aw = h2w/k. Затем, при-
няв рациональное значение коэффициента т= AW/A, по-
лучаем площадь балки A—Aw/m=h2w/(km).
' Требуемую асимметрию сечения До в функции отно-
— 47 —
шения у, = (E3/R)/(ER3) можно приближенно взять из
табл. 3.1; соответствующие этой асимметрии ядровые
расстояния р даны в табл. 3.2. Таким образом, получаем
Таблица 3.2. Значения ядровых расстояний сечения
в зависимости от коэффициента Ао и высоты балки h
Л Л2 К Р2 Pi
1 0,5 0,5 0,33 0,33
1,25 0,55 0,45 0,27 0,335
1,5 0,6 0,4 0,22 0,34
2 0.67 0,33 0,17 0,35
2,5 0,72 0,28 0,15 0,37
3 0,75 0,25 0,14 0,41
Примечание. Высота балки принята за единицу.
момент сопротивления балки 1Гб=Лр, где р — соответ-
ствующее ядровое расстояние. Зная моменты сопротивле-
ния балки, можно написать основные уравнения, отража-
ющие условия работы балки:
Ж рх(с + р2)
Г2 w2
или
М А3 R3 (с -f- р2)
Лр2 Ар2
(3.22)
(3.23)
где М — внешний момент; с+рг — расстояние от затяжки до ядро-
вой точки, расположенной в противоположной стороне.
Уравнение (3.23) дает зависимость между площадью
балки А и площадью затяжки А3. Написав уравнение
(3.23) в безразмерных параметрах, получаем выражение
м R* (с + Ра) _ ,
V.R ~ AR р, (3'24)
из которого можно получить требуемое отношение А3/А
для данных М/(WR) и R3/R.
Таким образом, определив площадь балки по коэф-
фициентам k и т и площадь затяжки из уравнения
(3.24), можно распределить площадь балки между стен-
кой и полками, а площадь полок распределить так, что-
бы была обеспечена требуемая асимметрия, используя
уравнения (3.15).
48 —
a)
Рис. 3.9. Определение расчетного прогиба балки
а — выгиб при предварительном напряжении; б — прогиб под нагрузкой
Подобранное сечение можно проверить по формулам
в записи ядровых моментов:
[М —₽Х(с + ра)]/Г2 </?, (3.25)
[M-pXCc-PiW! < R, (3.26)
TiX(c + p2W2 < R, (3.27)
г^е pi, р2 — расстояние от центра тяжести балки до нижней и верх-
ней точек ядра сечения (см.,рис. 3.8).
3.1.3. Проверка жесткости. Балка при предваритель-
ном напряжении получает выгиб, обратный направле-
нию прогиба от нагрузки (рис. 3.9). Этот выгиб являет-
ся как бы дополнительным резервом жесткости балок,
так как расчетный прогиб от нагрузки принимается не от
выгнутой оси балок, а от горизонтальной оси, проходя-
щей через опорные точки.
Такой подход возможен для большинства конструк-
ций. Однако есть конструкции, в которых по условиям
эксплуатации за расчетный прогиб следует принимать
полный прогиб от выгнутой оси. В этом случае при повы-
шенных нормативных требованиях к жесткости балки
[f/l]—1/600—-1/800 применение предварительного напря-
жения может оказаться нецелесообразным.
Рекомендуется также проверять обратный выгиб бал-
4—799 — 49 —
ки от предварительного напряжения, ограничивая ее
прогибом, устанавливаемым нормами для данной конст-
рукции. Если балка при предварительном напряжении
и под нагрузкой работает в пределах упругой стадии, то
ее прогиб и выгиб определяются обычными способами
строительной механики. Прогиб в стадии предваритель-
ного напряжения находится как для балки, работающей
на чистый изгиб, с изгибающими моментами М—Хс, при-
ложенными в месте закрепления затяжки (рис. 3.9,а).
Для балок с прямолинейной затяжкой, расположенной на
части длины пролета, обратный выгиб в стадии предва-
рительного напряжения при упругой работе балки опре-
деляется по формуле
е ХсР
да-"-452’’ (3'28>
где t==a{l— отношение расстояния от опоры до затяжки к длине
пролета (остальные обозначения обычные).
По этой же формуле находится выгиб от усилия само-
напряжения или выгиб от полного усилия в затяжке
После определения прогиба от нормативной на-
грузки fi (Pn+g'n) как для обычной балки проверяется
расчетный прогиб по формуле (см. рис. 3.9, б)
/ = /i(Pn + gn)-/2(X + Xln)< Ш. (3.29)
Выгиб от усилия самонапряжения в затяжке также надо
вычислять от при нормативной нагрузке.
Подбор сечения балок с затяжкой, расположенной
ниже уровня нижнего пояса. При подборе сечения балок
с затяжкой, расположенной на заданном расстоянии от
верхнего пояса th> 1 (см. рис. 2.17, а), можно пользо-
ваться методикой, основанной на законах подобия.
Коэффициенты подобия получены на основании:
пропорциональности площадей элементов сечения
= ^/л; = Ла/4 = AJA\ = AJA'^, (3.30)
пропорциональности коэффициентов расстояний до за-
тяжек
— (3.31)
одинаковых параметров механических характеристик
материалов балки ц = р/;
равенства коэффициентов полноты эпюры моментов,
характеризующих нагрузку на балку,
р = р’= Й/(/3Л4) = Й/(/'Л1), (3.32)
— 50 —
где Q — площадь эпюры моментов на длине затяжки; М — макси-
мальный момент от внешней нагрузки.
При усилиях предварительного напряжения, пропор-
циональных площадям сечения затяжек, вызываемое ими
напряжение как в затяжках, так и в поясах подобных
балок равно, а в рабочей стадии приращения напряже-
ний взаимно пропорционально
„=A2l__^ = A2l. (3.33)
AOj До2 Ао3
Коэффициент п=М/(М'Хк^л), где kh^hfh'— отношение высот,
а — отношение площадей стенок подобных балок.
Приравнивая п единице и используя отношение
г (-h V fe'
А A t h \ ' &
**w W ’''W
где k—hwltw, получаем выражения для определения коэффициентов
подобия:
При соблюдении условий (3.34) и XIX' = напряжения
в подобных балках будут равны.
Если подобрано оптимальное сечение для балки, име-
ющей момент М' и гибкость стенки k', то можно найти
оптимальные элементы сечения подобной ей балки, ко-
торая воспринимает расчетный момент М и имеет любую
заданную гибкость kt причем напряжения в балках будут
равны.
При подборе оптимального по расходу металла сече-
ния балки с расчетным моментом проектируемой балки
М и заданной гибкостью стенки k для проектируемой
балки нужно задаться значением t и определить парамет-
ры ц и р (3.32). При вычислении р можно задаться дли-
ной затяжки в пределах 13 — (0,75...0,8) I.
В зависимости от указанных параметров по табл. 3.3
определяются значения А'г и h'Q — площадь и высота
Верхнего пояса сечения, оптимальные для балки, имею-
щей расчетное значение Л4,=2000 кН-м; й' = 50 и пло-
щадь нижнего пояса Лг =15 см2 при различных значе-
ниях t', р' и ц'.
Переход к проектируемому сечению осуществляется
умножением табличных размеров элементов сечения на
4* — 51 —
Таблица 3.3. Элементы оптимального сечения, см, при М = 2000 кН-м и А=50 для подбора
сечения предварительно напряженных балок
И Элементы сечения t — 1 при р, равном t = 1 ,1 при р, равном
0,5 | 0,625 1 0,75 0,875 1 0,5 0,625 0,75 0,875
А1 76,13 77,2 78,41 79,71 80,8 70,24 71,38 72,63 74,01 75,4
0,1 й0 91,53 90,92 90,25 89,5 88,89 91,74 91,02 90,24 89,39 88,54
А1 78,02 79,71 81,52 83,74 86,1 72,32 74,12 76,24 78,65 81,51
0,15 h'o 90,45 89,5 88,49 87,27 85,99 90,43 89,32 88,02 86,58 84,89
А1 79,83 82,27 85,1 88,4 92,42 74,33 77,01 80,18 84,11 89,11
0,2 fto 89,43 88,08 86,53 84,77 82,67 89,19 87,56 86,67 83,39 80,59
1 1 1 1 1
53
А1 81,78 85 88,91 93,87 100,27 76,24 79,96 84,46 90,32 99,02
0,25 /г0 88,35 86,59 84,5 81,93 78,75 88,02 85,8 83,19 79,93 75,37
4 83,61 87,76 92,95 99,83 100,4 78,31 82,98 89,24 97,5 112,88
0,3 87,34 85,11 82,4 78,96 74,02 86,78 84,04 80,52 76,15 68,79
4 85,49 90,58 97,23 106,84 115,02 80,3 85,97 93,71 105,94 111,43
0,35 /г0 86,32 83,62 80,24 75,64 71,99 85,6 82,34 78,11 71,96 69,44
А1 87,38 93,48 101,65 112,67 112,67 82,19 89 98,63 109,58 109,58
0,4 ho 85,31 82,13 78,08 73,01 73,01 84,5 80,65 75,57 70,28 70,28
Продолжение табл. 3.3
Си
сл
ц Элемент сечения < = 1,2 при р, равном < = 1,3 при р, равном
0,5 0,625 0,75 0,875 1 0,5 0,625 0,75 0,875 1
4 66,44 66,66 68,05 69,56 71,18 61,45 62,81 64,28 65,88 67,66
0,1 /г0 91,87 91,04 90,09 89,08 88 91,93 90,95 89,85 88,7 87,41
4 67,58 69,65 71,95 74,68 77,98 63,69 65,88 68,45 71,59 75,5
0,15 йо 90,41 89,01 87,49 85,72 83,62 90,27 88,7 86,86 84,67 82,04
4 69,75 72,72 76,37 80,86 87,17 65,97 69,24 73,21 78,48 86,35
0,2 й0 88,95 86,98 84,64 81,85 78,11 88,63 86,32 83,57 80,1 75,21
71,85 75,87 81,07 88,15 89,89 68,19 72,57 78,38 86,87 103,54
0,25 ho 87,55 84,96 81,72 77,54 71,2 87,04 84 80,16 74,9 65,88
А 74 79,1 86,07 96,71 110,81 70,28 75,84 83,72 96,53 107,31
0,3 4 86,16 82,93 78,74 72,85 65,94 85,58 81,8 76,8 69,47 64,05
75,97 82,32 91,32 106,44 108,74 72,4 79,54 89,19 106,01 106,01
0,35 й0 84,89 80,96 75,76 67,96 66,89 84,12 79,6 73,57 64,66 64,66
А', 77,88 85,42 96,47 106,71 106,71 74,28 82,14 94,59 104,8 104,8
0,4 й0 83,69 79,12 72,97 67,84 67,84 82,84 77,77 70,51 65,27 65,27
Прим е ч а н и е Площада нижнего пояса А 2 = 15 см2 для всех о, р. и t.
Рис. 3.10. Напряжение в балке при развитии пластических деформа-
ций в стадии загружения
коэффициенты подобия (3.34):
й0=ХйЛ0, Л2 = Кд Д2 = 15Лу|. (3.35)
Площадь затяжки находится по формуле
A3 = (Ai-A2)(RIR3). (3.36)
Предварительно принятая длина затяжки корректи-
руется в соответствии с несущей способностью подобран-
ного сечения балки в месте обрыва затяжки.
Эта методика может быть использована и при затяж-
ке, расположенной на уровне нижнего пояса t~\.
3.1.4. Работа балок с учетом пластических деформа-
ций. В предварительно напряженных балках, как и в
обычных, в некоторых случаях может быть допущено
развитие пластических деформаций. Пластическая ста-
дия работы материала балки может быть использована
в одном из двух случаев.
Первый случай — развитие пластических деформа-
ций происходит при работе балки под нагрузкой (рис.
3.10). На первом этапе (создание предварительного на-
пряжения) эпюра напряжений имеет максимальную ор-
динату, равную расчетному сопротивлению на уровне
крайних волокон нижнего пояса (рис. 3.10,6). На вто-
ром этапе работы (при действии расчетной нагрузки)
эпюра от нагрузки суммируется с эпюрой от предвари-
тельного напряжения, пока в одном из крайних волокон
балки напряжения не достигнут предел текучести (рис.
3.10,в). В затяжке действуют усилия предварительного
напряжения и самонапряжения. Третий этап (упруго-
пластическая работа} начинается с постепенного про-
никновения текучести в глубь сечения до образования
в нем пластического шарнира (рис. 3.10,г). Усилие са-
монапряжения на этом этапе увеличивается интенсив-
нее, чем на втором.
— 56 —
Образование пластического шарнира следует считать
пределом несущей способности конструкции; оно долж-
но совпадать с достижением в затяжке предела текуче-
сти (по принятой методике расчета — расчетного сопро-
тивления). Если напряжение в затяжке не достигло рас-
четного сопротивления, то появление пластического
шарнира еще не означает исчерпания несущей способно-
сти балки. Внешняя нагрузка и изгибающий момент еще
могут расти в результате увеличения растягивающего
усилия в затяжке и зоны напряжения сжатия в балке по
всему или почти по всему сечению (рис. 3.10, д).
Образование шарнира пластичности в конце третье-
го этапа работы в предварительно напряженных балках
в отличие от обычных разрезных балок теоретически не
приводит к потере неизменяемости — балка лишь пре-
вращается в статически определимую систему. В конце
четвертого этапа работы, когда в балке при расположе-
нии затяжки вне пределов ее высоты возникает одно-
значная эпюра сжимающих напряжений, балка теорети-
чески превращается в изменяемую систему. Однако ис-
пытания показали, что реализовать этот этап работы
балки практически очень трудно, так как вслед за появ-
лением шарнира пластичности деформации резко нара-
стают и балка теряет устойчивость.
Второй случай — развитие пластических деформаций
осуществляется в стадии предварительного напряжения
(рис. 3.11). Высота пластической зоны yh определяется
рациональностью использования сечения и ограничива-
ется устойчивостью и прогибами балки в процессе пред-
варительного напряжения (рис. 3.11,6).
Треугольник эпюры напряжений при работе балки на
внешнюю нагрузку, отделенный пунктирной линией на
рис. 3.11,s, дает совместно с дополнительным усилием
в затяжке добавочный момент внутренних сил, увели-
чивающий несущую способность балки по сравнению
с работой в упругой стадии. При дальнейшем нагруже-
нии в сечении образуется шарнир пластичности (рис.
3.11,г).
В первом случае балка в стадии предварительного
напряжения работает упруго и, следовательно, ее ис-
ходное напряженное состояние более четко. Предвари-
тельное напряжение легче осуществлять: его усилие
получается меньше, чем во втором случае. В стадии дей-
ствия расчетных нагрузок в этом случае в сечении с наи-
— 57 —
Рис. 3.11. Напряжения в балке при развитии пластических деформа-
ций в стадии предварительного напряжения
большим значением изгибающего момента появляется
шарнир пластичности, т. е. допускается развитие пласти-
ческих деформаций на всю высоту сечения, но лишь на
ограниченном участке длины балки. Однако расчеты
балки на прочность и деформативность при действии
эксплуатационных нагрузок как статически неопредели-
мой системы, работающей в упругопластической стадии,
более сложны.
Основным достоинством второго случая является то,
что при действии расчетных нагрузок пластические де-
формации снимаются, и балка в условиях эксплуатации
работает упруго. Это может оказаться важным для ба-
лок, работающих на повторные или подвижные нагрузки
(например, подкрановые балки). Однако в этом случае
исходное напряженное состояние будет нечетким, так как
действительный предел текучести не совпадает с расчет-
ным и неизвестен проектировщику.
Пластические деформации развиваются не в отдель-
ном сечении, а на всем участке балки, равном длине за-
тяжки, что приводит к значительным выгибам балки от
предварительного напряжения и ограничивает его. Раз-
витие пластических деформаций в предварительно на-
пряженных балках так же, как и в обычных, ограничи-
вается значением касательных напряжений.
Вопрос обеспечения местной устойчивости пластинок
в упругопластической стадии работы изучен недостаточ-
но [1]. Проверку местной устойчивости элементов балки
в упругопластической стадии работы можно выполнять
в предположении упругой работы стали по формулам
норм проектирования стальных конструкций, однако ко-
эффициент условий работы при этой проверке для зоны
— 58 -
развития пластических деформаций следует принимать
ус=0,8.
Можно считать стенку устойчивой, если соблюдается
условие
hjtw 8Оу21О7Я.
Устойчивость полок балок при переходе их в пласти-
ческую стадию работы считается обеспеченной, если
отношение ширины полки к толщине bf/tf^20 У 210/7?.
Прогибы балок можно проверять по обычной мето-
дике (см. гл. 3, § 1, п. 3), так как при действии норма-
тивных нагрузок материал балок обычно работает в уп-
ругой стадии.
Устойчивость балок в стадии предварительного на-
пряжения рассмотрена А. В. Геммерлингом. Особенно-
сти работы и расчета балок при подвижной нагрузке ис-
следовались А. А. Зевиным.
3.1.5. Примеры применения балок, предварительно
напряженных затяжками. Балки, предварительно напря-
женные затяжками, вначале использовались в пролет-
ных строениях автодорожных мостов. На рис. 3.12 пока-
зана одна из первых конструкций автодорожного моста
с предварительно напряженными главными балками
(ФРГ).
Затяжки из четырех ветвей (в каждой по 52 прово-
локи диаметром 5,3 мм) с пределом прочности 1,6 кН/мм2
размещались по всей длине нижнего пояса. Каждая
балка напрягалась усилием 3100 кН. Для защиты от
коррозии замкнутые полости в нижних поясах балок за-
полнялись асфальтом. Затяжки заанкеровали в торцах
балок. Натяжение затяжек снизило максимальное на-
пряжение в верхнем поясе с 178 до 128 МПа, а в нижнем
поясе — с 385 до 150 МПа.
В неразрезном трехпролетном мосту вблизи г. Мон-
табара (ФРГ) с главными балками постоянной высоты
предварительное напряжение осуществлялось непрерыв-
ными криволинейными затяжками (рис. 3.13). В соот-
ветствии с эпюрой моментов в пролете затяжки распола-
гались вблизи нижнего пояса, а у опор перемещались
на верхний пояс. Затяжки размещались в открытых на-
правляющих желобах с внутренней стороны балок и за-
креплялись к торцам балок на середине их высоты. Каж-
дая затяжка напрягалась усилием 1220 кН.
В СССР построено два крупных моста (через р. Томь
— 59 —
Рис. 3.12. Автодорожный мост вблизи Лауффена с предварительно
напряженными главными балками
Рис. 3.13. Неразрезной балочный мост вблизи Монтабара (ФРГ),
предварительно напряженный затяжками
а — поперечное сечение; б—общий вид; в — размещение затяжки по высоте
балки
у Новокузнецка и р. Дон у Ростова-на-Дону) с пятипро-
летными неразрезными главными балками, близкими по
своей конструкции и схеме предварительного напряже-
ния (рис. 3.14). Главные балки спроектированы с кри-
- 60 —
Рис. 3.14. Пятипролетный мост с предварительно напряженными
главными балками (СССР)
а— общий вид; б — размещение затяжек над средними опорами; 7—13 — ме-
ста закрепления затяжек
QOU
Рис. 3.15. Подкрановая балка под два крана грузоподъемностью
50/10 т
волинейным нижним поясом, уменьшающим высоту ба-
лок в пролете и увеличивающим (до 6,6 м) на опоре.
Такое очертание балок сосредоточивало на опорах боль-
шие отрицательные изгибающие моменты, которые вос-
принимались опорными сечениями балок, предваритель-
но напряженными затяжками. Затяжки из пучков высо-
копрочной проволоки размещались над опорами
внахлестку. Над опорами моста через р. Томь разме-
щалось восемь петлевидных пучков; каждый пучок имел
125 проволок диаметром 3 мм с пределом прочности
190 кН/см2. Предварительное напряжение позволило
сэкономить около 10 % стали.
Предварительное напряжение применяется и в под-
крановых конструкциях. В СССР разработаны разрез-
ные подкрановые балки с затяжками пролетом 12 и 18 м
для кранов со средним режимом работы грузоподъемно-
стью 50/10 и 30/5 т (рис. 3.15). Сечение балок принима-
лось в виде сварного несимметричного двутавра. Затяж-
ки выполнялись из пучков высокопрочной проволоки со
стаканными анкерами по концам. Предварительное на-
пряжение позволяет облегчить массу подкрановых балок
на 10—18%. Эффективность применения предваритель-
ного напряжения возрастет с увеличением пролета.
3.2. СОСТАВНЫЕ БАЛКИ,
ПРЕДВАРИТЕЛЬНО НАПРЯГАЕМЫЕ УПРУГИМИ
ДЕФОРМАЦИЯМИ ОТДЕЛЬНЫХ ЭЛЕМЕНТОВ
В балках, составленных из двух элементов, разделен-
ных по нейтральной оси, можно создать предваритель-
ное напряжение изгибом этих элементов с последующим
соединением в изогнутом состоянии (рис. 3.16). На рис.
3.17 показана эпюра напряжений, получаемых в процес-
се предварительного напряжения и затем под нагрузкой,
для балок, составленных из двух двутавров и двух тав-
ров (рис. 3.17, а).
При предварительном изгибе оба элемента получают
растягивающие напряжения в верхних кромках сечения
и сжимающие в нижних (рис. 3.17,6).
При предварительном изгибе напряжения по кром-
кам двутавра будут одинаковы
' _ Мизг _____ Мизг h0
0 J х> го J х, 2
(3.37)
— 62 —
Рис. 3.16. Создание предварительного напряжения начальным изги-
бом составных элементов балки
а — исходное положение; б — изгиб и сварка двух элементов; в — предвари-
тельно напряженная балка
а? 5) Ф г) д) е)
Рис. 3.17. Эпюры нормальных напряжений при предварительном на-
пряжении и под нагрузкой
Напряжения по внешним кромкам тавров
< = -3-38>
по внутренним
(3.39)
где ЛГизг — момент, изгибающий один элемент; Jх, — момент инер-
ции сечения элемента относительно его нейтральной оси X'.
В изогнутом состоянии элементы свариваются по при-
мыкающим кромкам, после чего воздействия, вызываю-
щие изгиб элементов, снимаются. Снятие нагрузки эк-
вивалентно приложению к составной балке изгибающего
момента, равного 2Л4Изг, но обратного по знаку (рис.
3.17,в). В крайних кромках балки при этом возникают
напряжения
, 2Л4ИЗГ 2№0 2№0
°O1==-V~ = "V < R V
(3.40)
— 63 —
В результате изготовленная таким способом балка
будет иметь предварительные напряжения, которые по
крайним кромкам равны (рис. 3.17, г)
% = °о~ = 2r0/UZ), (3.41)
где W — момент сопротивления балки, составленной из двух элемен-
тов; Wo — момент сопротивления одного элемента относительно
внешней кромки.
По нейтральной оси составной балки предваритель-
ные напряжения равны полученным при предваритель-
ном выгибе элементов (3.38) и (3.39) o0=Oq или о0 =
= <Jo-
Балка загружается эксплуатационной нагрузкой со
стороны выгнутой ее поверхности; при этом в крайних
кромках балки напряжения ор от нагрузки будут обрат-
ного знака предварительным напряжениям а0 (рис.
3.19, д). Суммарные напряжения
°Р = <-% = л1р^-ого(1-2Го/Г) < <3'42>
Из формулы (3.42) получаем предельное значение
момента от нагрузки
Mp = RW {I 4-CTp/J? [1 — (2VT0/U7)]}. (3.43)
Из формулы (3.43) видно, что несущая способность
составной предварительно напряженной балки тем боль-
ше, чем ближе предварительное напряжение элемента
по к расчетному сопротивлению и чем меньше отноше-
ние Wo = lF. Анализ показывает, что экономия стали
в предварительно напряженных балках (по сравнению
с балкой такого же сечения без предварительного напря-
жения) составляет 4—7,5%. Из рис. 3.17, е видно, что
при о о=о о — оу предельная эпюра нормальных напря-
жений такая же, как в балках без предварительного на-
пряжения при развитии пластических деформаций вплоть
до появления шарнира пластичности.
В предварительно напряженных балках область уп-
ругой работы существенно расширяется вплоть до дости-
жения предельного момента шарнира пластичности.
В балках без предварительного напряжения шарнир
пластичности возникает в результате развития пластиче-
ских деформаций по всей высоте сечения. Развитие пла-
стических деформаций связано с интенсивным на-
растанием прогибов балки, поэтому в балках без
— 64 —
Рис. 3.18. Момент — прогиб у
балок
1 —с предварительным напряжени-
ем; 2—без предварительного на-
пряжения
Рис. 3.19. Эпюры касательных
напряжений при предваритель-
ном напряжении и под нагруз-
кой
предварительного напряжения прогибы при достижении
предельного момента значительно выше (рис. 3.18).
В этом основное преимущество предварительно напря-
женных балок рассматриваемого типа.
Эпюры касательных напряжений для разных этапов
работы балки представлены на рис. 3.19.
Значения касательных напряжений отдельно для
каждого этапа равны:
в стадии предварительного изгиба отдельных элемен-
тов (рис. 3.19, б)
t0 =(q0S0)/( jx'&); (3.44)
5-799
— 65 —
в стадии обратного изгиба балки после соединения
элементов (рис. 3.19, в)
2QOS , Jx’S
(3'45)
*'х Jx %
В результате касательные напряжения, суммарные
после соединения элементов, будут равны (рис. 3.19, г)
То = То—Toil
в стадии загружения (рис. 3.19, д)
x'p=(QpS)/Jxb. (3.46)
Суммарные значения касательных напряжений при
работе балки под нагрузкой (рис. 3.19, е)
г Qp S г ! Jх' $ \
= М-2— , (3.47)
Jx° \
где Qo — поперечная сила в одном элементе при предварительном
изгибе; Qp — поперечная сила в балке от расчетной нагрузки; So —
статический момент отсекаемой площади элемента относительно ее
нейтральной оси; S — статический момент отсекаемой площади бал-
ки относительно ее нейтральной оси; b — толщина элемента или бал-
ки в рассматриваемом сечении; J — момент инерции элемента от-
носительно собственной оси; Jx — момент инерции балки.
На рис. 3.19, е показана суммарная эпюра.
Касательные напряжения тр при работе балки из
тавров под нагрузкой имеют наибольшие значения в об-
ласти нейтральной оси балки (рис. 3.19, е). Следует
иметь в виду, что в этой же области отмечаются макси-
мальные касательные напряжения под действием пред-
варительного напряжения и нормальные напряжения о о
или о о от предварительного изгиба элементов балок.
Это — неблагоприятный фактор работы предваритель-
но напряженных балок рассматриваемого типа. Очевид-
но, следует опасаться развития пластических деформа-
ций в области нейтральной оси балки, где будут боль-
шие значения приведенных напряжений, которые в этом
случае надо проверять.
Раннее развитие пластических деформаций в области
нейтральной оси балки при больших значениях тр мо-
жет ограничить размер предварительного напряжения о0
и, следовательно, о', так как в области нейтральной оси
касательные предварительные напряжения суммируют-
ся с касательными напряжениями от нагрузки.
Используя предварительный выгиб элементов, можно
- 66 —
Рис. 3.20. Предваритель-
ное напряжение бисталь-
ной балки
1 — лист из высокопрочной
стали; 2 — двутавр
Рис. 3.21. Предваритель-
ное напряжение решет-
чатых балок
а — с раскосной решеткой;
б — с планками
Рис. 3.22. Эпюры нор-
мальных напряжений в
поясах решетчатой бал-
ки
а — сечение балки; б — без
предварительного напряже-
ния; в — с предварительным
напряжением
д* fl th
получить эффективную предварительно напряженную
бистальную балку с поясами и стенкой из стали различ-
ных марок (рис. 3.20, а, б).
Прокатная балка из стали обычной марки (например,
СтЗ) с расчетным сопротивлением Ro получает выгиб
вверх (рис. 3.20,а). Эпюра напряжений в этот момент
показана на рис. 3.20, в. В таком положении к ней при-
вариваются листы из высокопрочной стали с расчетным
сопротивлением Ri>Ro (рис. 3.20,6). После снятия
усилий, вызывающих выгиб двутавра, в сечении бисталь-
ной балки возникает эпюра предварительных напряже-
5*
— 67 —
ний (рис. 3.20,г). При действии внешней нагрузки мож-
но получить эпюру напряжений с полным использова-
нием расчетного сопротивления листов и двутавра (рис.
3.20, д) без развития пластических деформаций.
Обратным выгибом поясов можно изготовлять пред-
варительно напряженные решетчатые балки с отноше-
нием высоты к пролету 1/15—1/20 (рис. 3.21). Пояса та-
ких балок без предварительного напряжения работают
неравномерно — в их крайних фибрах напряжения рань-
ше достигают предела текучести (рис. 3.22,6).
Если пояса предварительно изогнуть, а затем соеди-
нить их в таком виде решеткой или планками, то в кон-
струкции после снятия нагрузки, изгибающей пояса, воз-
никнут предварительные напряжения, обеспечивающие
равномерное распределение напряжений по сечению поя-
сов (рис. 3.22,в). Обратный выгиб может быть полезен
и с точки зрения уменьшения конечных прогибов балок,
играя роль строительного подъема.
Такие балки рассчитывают как составные с упруго-
податливыми связями, воспринимающими сдвигающие
усилия. Предварительное напряжение позволяет повы-
сить несущую способность таких балок, если вести рас-
чет по упругой стадии работы.
ГЛАВА 4. ФЕРМЫ,
ПРЕДВАРИТЕЛЬНО НАПРЯЖЕННЫЕ
ЗАТЯЖКАМИ
4.1. КОНСТРУКТИВНЫЕ РЕШЕНИЯ
Предварительное напряжение можно успешно приме-
нять в решетчатых конструкциях разного назначения.
Наиболее разработаны предварительно напряженные
фермы покрытия зданий, в которых предварительное на-
пряжение осуществляется с помощью затяжек из высо-
копрочных материалов. Возможности варьирования кон-
структивных схем в фермах значительно шире, чем в бал-
ках, и поэтому эффект применения предварительного
напряжения здесь в значительной мере зависит от ра-
ционально выбранной для конкретного случая схемы
•" 68
5)
a)
Рис. 4.1. Предварительно на
пряженные фермы покрытий
фермы и затяжки, а также последовательности предва-
рительного напряжения.
По характеру размещения затяжек и их влиянию на
работу конструкции предварительно напряженные фер-
мы можно разделить на два основных типа: фермы, у ко-
торых затяжки размещены в пределах наиболее нагру-
женных стержней (рис. 4.1, а) и вызывают предвари-
тельное напряжение только в этих стержнях; фермы,
у которых затяжки размещены в пределах всего пролета
или части его и вызывают предварительное напряжение
в нескольких или во всех стержнях фермы (рис.
4.1, б — ж).
Фермы второго типа более разнообразны по конст-
руктивным схемам и, как правило, более эффективны.
В фермах первого типа предварительно напрягаются
только растянутые стержни. Конструирование, расчет
и работа таких стержней изложены в гл. 2. Предвари-
тельно напряженные фермы такого типа рациональны
лишь при больших пролетах и нагрузках, когда каждый
из предварительно напрягаемых стержней представляет
собой отдельную отправочную марку.
Наиболее простая схема ферм второго типа получа-
ется при устройстве одной или нескольких затяжек вдоль
нижнего (растянутого) пояса (рис. 4.1, б — д). Одна за-
тяжка создает предварительное напряжение в несколь-
ких панелях пояса, вдоль которых она размещена, но
другие стержни предварительного напряжения не полу-
чают. При больших пролетах, когда разница усилий
в панелях нижнего пояса значительна, нецелесообразно
69 ’•«
устраивать две затяжки (рис. 4.1,в). В этом случае
средние панели, имеющие большие расчетные усилия от
нагрузки, получают большее разгружающее предвари-
тельное напряжение, и материал в них используется ра-
циональнее.
При равномерном предварительном напряжении все-
го нижнего пояса одной затяжкой предварительное на-
пряжение лимитируется несущей способностью на сжа-
тие наиболее гибкой панели.
Натяжение затяжек целесообразно производить на
заводе или на укрупнительной сборке. Чтобы обеспечить
устойчивость пояса в процессе натяжения, затяжки по их
длине соединяют с поясом диафрагмами через 40—50
наименьших радиусов инерции сечения пояса. Число вет-
вей в затяжке определяется формой сечения пояса и спо-
собом предварительного напряжения (рис. 4.2).
Удобнее иметь одну ветвь затяжки (рис. 4.2, д, ж, м),
что уменьшает число анкерных креплений. При необхо-
димости иметь две ветви и больше (рис. 4.2, а — г) они
должны быть размещены симметрично по отношению
к центру тяжести сечения пояса. Экономия металла в та-
ких формах достигает 10—12 % • При устройстве затя-
жек ломаного очертания (шпренгельного типа) (рис,
— 70 —
4.1, е, ж) эффективность предварительного напряжения
повышается. В этом случае натяжением одной затяжки
можно создать предварительное напряжение в большем
числе стержней.
Значительно большую экономию металла (25—30 %)
можно получить при шпренгельной затяжке, вынесенной
за пределы фермы (рис. 4.3). Экономия металла получа-
ется в результате того, что при натяжении затяжек пред-
варительное напряжение обратного знака по отношению
к напряжениям от нагрузки возникает как в нижнем
(сжимающее), так и в верхнем (растягивающее)
поясах.
Недостаток конструкции с вынесенной затяжкой —
увеличение габарита ферм, что не всегда возможно.
Кроме того, затяжка не связана с нижним поясом фермы
и не укрепляет его от потери устойчивости при предва-
рительном напряжении. Это ограничивает возможности
натяжения затяжки до установки фермы на место и тре-
бует или натяжения в проектном положении ферм после
постановки связей, закрепляющих нижние пояса от по-
тери устойчивости, или монтажа спаренными фермами,
соединенными на укрупнительной сборке в пространст-
венный блок (рис. 4.3, д). Также можно создать прост-
ранственную трехпоясную ферму, устойчивость нижнего
пояса которой при предварительном напряжении будет
обеспечена (рис. 4.3, е). Трехпоясную систему особенно
удобно выполнять из труб.
Многочисленные исследования и опыт проектирова-
ния показали, что эффективны предварительно напря-
женные фермы арочного типа (рис. 4.4), которые имеют
вспарушенный нижний пояс и прямолинейную затяжку
по всей длине пролета. В этом случае, как и при вынос-
ной затяжке, предварительное напряжение натяжением
затяжки создается во всех стержнях фермы. Однако га-
бариты фермы не увеличиваются. Рациональность фер-
мы во многом зависит от удачно выбранного очертания,
уклона поясов, схемы решетки и т. п.
Оптимальная высота ферм посередине пролета от за-
тяжки до верхнего пояса составляет Уб—Vs пролета,
а высота жесткой части фермы принимается в пределах
710—V12-
Нижний пояс, сжатый при предварительном напря-
жении, оказывается незакрепленным от потери устойчи-
вости, поэтому, как и в фермах предыдущего типа, за-
»» 71
Рис. 4.3. Фермы с затяжками, вынесенными за пределы габарита
а—г <— очертания затяжек; де — объединение ферм в пространственные бло-
ки; I <— ферма; 2 — затяжка; 3 — связи
Рис, 4,4. Фермы типа арка с
затяжкой
Рис. 4.5. Работа фермы
I — при предварительном напряже-
нии до загружения; 2— при пред-
варительном напряжении после ча-
стичного нагружения
Рис. 4.6. Узлы ферм с прикреплением затяжек
/ — анкерное крепление затяжки; 2 — ребра жесткости; 3 — фасонка; 4 — за-
тяжка; 5 — опорная плита
тяжку приходится натягивать в проектном положении
ферм или создавать пространственные блоки.
Эффективность предварительного напряжения ферм
в значительной степени зависит от последовательности
натяжения затяжки и загружения фермы. Натяжение
затяжки в проектном положении конструкции после пе-
редачи на ферму части или всей постоянной нагрузки,
как правило, дает больший эффект, чем натяжение до
загружения ферм (рис. 4.5). Опытное проектирование
показало [20], что в фермах типа арка с затяжкой при
правильно выбранных последовательности натяжения
и натягивающего усилия можно получить экономию ста-
ли 25—30 %. В легких предварительно напряженных
фермах (пролетом 30—42 м) удобны стержни из гнутых
профилей (рис. 4.2, м,н), а также из замкнутого прямо-
угольного сечения или из труб (рис. 4.2, д, е, ж), так как
их повышенная устойчивость позволяет увеличить силу
предварительного напряжения.
В тяжелых фермах применяются стержни двухстен-
чатого (рис. 4.2, а — г) или трубчатого сечения. Узлы
ферм конструируются как обычно, за исключением тех,
в которых прикрепляются затяжки.
Если ферма проектируется со стержнями, отдельно
предварительно напряженными затяжками, то каждый
такой стержень в торце имеет анкерное крепление за-
тяжки. Это крепление должно быть компактным и не вы-
ходить за пределы габарита стержня.
При закреплении затяжки, создающей общее пред-
варительное напряжение в стержнях фермы, усилие в за-
тяжке получается обычно значительным и поэтому надо
при конструировании укреплять узел дополнительными
ребрами жесткости (рис. 4.6).
— 73 —
Особенно значительный эффект можно получить при
создании предварительного напряжения стальными за-
тяжками в ферменных конструкциях из алюминиевых
сплавов. Введение стальных затяжек в конструкцию из
алюминиевых сплавов, имеющих в 3 раза меньший, чем
у стали, модуль упругости и значительно большую стои-
мость, повышает жесткость конструкции, снижает расход
металла и стоимость. Причем в предварительно напря-
женных конструкциях из алюминиевого сплава стои-
мость обычно снижается в большей степени, чем расход
металла.
4.2. СТАТИЧЕСКИЙ РАСЧЕТ
И ПОДБОР СЕЧЕНИЯ ФЕРМ
Однопролетные фермы с одиночной затяжкой явля-
ются один раз статически неопределимой системой. В та-
ких фермах за основную систему удобнее всего прини-
мать жесткую часть фермы с одним лишним неизвест-
ным — усилием в затяжке. В основной системе опреде-
ляются усилия в стержнях от полной расчетной нагрузки
#Р, от монтажной нагрузки jVm, действующей до натя-
жения затяжки, и от единичного усилия в затяжке Ni.
Далее выявляется наиболее нагруженный в основной си-
стеме стержень нижнего пояса (обычно одна из панелей
посередине пролета), который принимается за критиче-
ский стержень.
Площадь критического стержня Асг определяется на
основе принимаемой для него предельной гибкости Л=
= 120 при заданной форме поперечного сечения. По пло-
щади критического стержня находят предельное усилие
в нем
ЛГСГ = ЯАСГ. (4.1)
Расчетное усилие в любом стержне i фермы
= Npi - Nu Na> (4.2)
где Л?3 — расчетное усилие в затяжке; Л'р,- — усилие в стержне i ос-
новной системы от полной расчетной нагрузки; JVn — усилие
в стержне i от единичной силы в затяжке.
Расчетное усилие для критического стержня
/?АСг ~ N сг — A/icr А?з, (4.3)
откуда получаем усилие в затяжке N3= (Ncr—RAcr)/Nik
(4.4) и площадь затяжки A3=N3/R3. (4.5)
Здесь NCr — усилие критического стержня в основной системе
от расчетной нагрузки; /?, R3 — расчетные сопротивления соответст-
венно материала стержня и затяжки.
74 -**
Зная tf8, по формуле (4.2) можно определить усилия
и площади сечений всех стержней фермы. Полное уси-
лие в затяжке Na складывается из усилия предваритель-
ного натяжения X и самонапряжения Xlt
Усилие самонапряжения
2J^PLZf
Xi =------, (4.6)
k_____
EAf Eq A3
где Z3, E3 — длина и модуль упругости затяжки.
Усилие предварительного натяжения затяжки
Х = УЭ —Хр (4.7)
Окончательная проверка несущей способности стерж-
ней ферм на расчетные эксплуатационные нагрузки про-
изводится по нижеследующим формулам:
для стержней, у которых в основной системе усилия
от расчетной нагрузки и от натяжения затяжки имеют
разные знаки:
а) сжатые стержни при расчете основной системы на
эксплуатационные нагрузки:
при мрг > Nxi
Wpi — (?2 +-^1) (4.8)
при Wpj < Nxi
— (Vi % RAni', (4.9)
б) растянутые стержни при расчете основной систе-
мы на эксплуатационные нагрузки:
при Npi > Nxi
Мрг--(?2Х-Х1)Л^ <RAni} (4.10)
при Azp/ < Nxi
A^pi — (Vi X + Xj) Nu < <р/?Лг; (4.11)
для стержней, у которых в основной системе усилия
от расчетной нагрузки и от натяжения затяжки имеют
одинаковые знаки:
а) сжатые стержни
ZVpi + (Y1XХх)Л^и < (4.12)
б) растянутые стержни
Wp/+ (Yi X-J-Xi) Afy </?Лпг. (4.13)
75 —
Прочность затяжки проверяется по формуле
<Я3Л3. (4.14)
В формулах (4.8) — (4.14): —усилие в стержне i от единич-
ного усилия в затяжке; Nxi —усилие в стержне i от полного натяже-
ния затяжки; <р — коэффициент продольного изгиба, принимаемый
по наибольшей гибкости; At, Ani — площадь сечения i стержня брут-
то и нетто.
При определении гибкости свободная длина стерж-
ней, не связанных по длине с затяжкой диафрагмами,
находится по обычным правилам. При устройстве за-
тяжки вдоль стержня его свободная длина принимается
равной расстоянию между точками соединения затяжки
со стержнем. При наличии диафрагм целесообразно
свободную длину стержней принимать на 10—20 % боль-
ше расстояния между диафрагмами, учитывая, что за-
тяжка не всегда плотно примыкает к диафрагмам. Кро-
ме того, нагрузки необходимо рассчитывать на нагруз-
ки, действующие в стадии преднапряжения.
Расход металла так же, как и стоимость фермы, за-
висит от усилия в затяжке. Известно несколько методов
нахождения оптимального усилия в затяжке, при кото-
ром достигаются минимальный расход металла или наи-
меньшая стоимость фермы [20]. Если в ферме несколько
затяжек, которые натягиваются последовательно, то при
натяжении одной из затяжек усилия во всех ранее натя-
нутых затяжках изменяются. Это не относится к фермам,
у которых каждый стержень предварительно напрягает-
ся своей затяжкой, или к системам, у которых каждая
затяжка работает независимо от других. Обычно у од-
нопролетной фермы бывает не более двух затяжек.
4.3. ФЕРМЫ С МНОГОСТУПЕНЧАТЫМ
ПРЕДВАРИТЕЛЬНЫМ НАПРЯЖЕНИЕМ
В- фермах из-за большой гибкости стержней нельзя
дать большое однократное предварительное напряжение,
поэтому в них особенно эффективно многоступенчатое
предварительное напряжение. Многоступенчатым пред-
варительным напряжением можно неоднократно пере-
распределять усилия с поясов ферм на затяжку, что по-
зволяет значительно уменьшить массу конструкции (см.
рис. 1.8). Это относится к фермам с выносной затяжкой
или с выносным шпренгелем, у которых натяжение за-
тяжки разгружает верхний и нижний пояса,
— 76 -•
Многоступенчатое предварительное напряжение воз-
можно только при упругой работе конструкции и эффек-
тивно при соблюдении следующих условий:
постоянные нагрузки большие и могут быть переданы
на ферму по частям;
стержни конструкции приблизительно одинаково со-
противляются растяжению и сжатию;
конструктивное решение позволяет осуществить пред-
варительное напряжение;
наибольшие усилия от загружения и от предвари-
тельного напряжения возникают в одних и тех же стерж-
нях;
разность напряжений в поясах от нагрузки и от пред-
варительного напряжения должна быть возможно мень-
шей;
число стержней с усилиями одинаковых знаков от
нагрузки и от предварительного напряжения должны
быть минимальными. Эти стержни по возможности дол-
жны быть растянутыми.
Фермы типа «арка с затяжкой» (рис. 4.7) имеют
конструктивную схему, наилучшим образом отвечающую
перечисленным требованиям многоступенчатого предва-
рительного напряжения. В них наибольшие усилия от за-
гружения и предварительного напряжения возникают
в одних и тех же стержнях; разность напряжений в поя-
сах от нагрузки и от предварительного напряжения ма-
ла; число стержней с усилиями одинаковых знаков от
нагрузки и от предварительного напряжения невелико.
Если многоступенчатое предварительное напряжение
начинают с натяжения затяжки, то усилия в стержнях
фермы от загружения и натяжения на любом этапе мож-
но определить по формулам:
pi = “7Z7 (^н *1 + ЛМ (^ V-1- (4.15)
= (4.16)
где ЛГВ, ЛГН — несущая способность на сжатие контрольных стержней
верхних и нижних поясов (см. рис( 4.7):
= (4.17)
где 1 — усилие в контрольных стержнях нижнего и верх-
него поясов от единичной силы в затяжке; Л^=1 и Af^1 —усилие
— 77 —
Рис. 4.7. к расчету ферм с мно-
гоступенчатым предваритель-
ным напряжением
Рис. 4.8. Зависимость нагрузки
Pi от количества этапов пред-
варительного напряжения при
разных численных значениях
ki И
1 — ^ = £2=0,8; 2 —Л, =0,6; fe=0,8
в соответствующих стержнях от единичной вертикальной нагрузки;
i — номер этапа предварительного напряжения.
Суммарная нагрузка на ферму
оо
(4.18)
Суммарное усилие в затяжке с учетом самонапряже-
ния
N3 =
Nn
Nx=1
ан
(4.19)
где Л?з 1 — усилие в затяжке от единичных нагрузок.
На рис. 4.8 приведены графики Pi—i для численных
значений параметров, входящих в формулу (4.15). Из
графиков видно быстрое падение допустимой нагрузки
для каждого последующего этапа загружения. С умень-
шением коэффициента kx число эффективных загруже-
ний уменьшается. Видно также, что при многоступенча-
том предварительном напряжении ферм рассматривае-
мого типа можно ограничиться тремя — четырьмя цик-
лами натяжений. Если натяжение затяжки производится
после первого загружения (т.е. X1=0; i=2, 3, 4...), то
*— 78
формулы для многоступенчатого предварительного на-
пряжения имеют вид:
загружение t-го этапа
суммарное усилие в затяжке от натяжения
со
= V*'.*2#’2- 0.20
<=2
Суммарная нагрузка
оо
оо
+-^Ьг(л'» + л'.4г) Vsi"'4“2; 0-22)
i=2
суммарное усилие в затяжке с учетом самонапряже-
ния
Na « х' + <=1 SP. (4.23)
Теоретическая предельная нагрузка на ферму при
любом порядке многоступенчатого предварительного на-
пряжения и при бесконечном числе натяжений
р —-______________
П₽
Эффективность многоступенчатого предварительного
напряжения повышается с увеличением значений коэф-
фициента ki и k2. В фермах арочного типа (см. рис. 4.7)
для увеличения коэффициентов fei и k2 следует умень-
шать расстояния между поясами до минимума, опреде-
ляемого конструктивными особенностями и требования-
ми жесткости.
(4.24)
4.4. ПРИМЕРЫ ФЕРМЕННЫХ КОНСТРУКЦИЯ
Одной из первых крупных предварительно напряжен-
ных конструкций был ангар в Мельсброке (Бельгия), по-
строенный по проекту профессора Г. Маньеля (рис. 4.9).
79 т*
Рис. 4.9. Ангар для самолетов в Мельсброке
Главная двухпролетная предварительно напряженная
ферма с пролетами по 76,5 м поддерживает однопролет-
ные с консолями фермы размером пролета 49 м и кон-
солью 17 м. Главная ферма предварительно напряжена
четырьмя наклонными затяжками, соединяющими узлы
в пролетах фермы со средней опорой. Каждая затяжка
состоит из двух пучков высокопрочной проволоки диа-
метром 7 мм по 64 проволоки в пучке. Экономия метал-
ла составила 12 % и стоимости 6 %.
Двухпролетный ангар в Алма-Ате (проектсталькон-
струкция) перекрыт полигональными фермами с проле-
тами по 84 м и шагом 12 м (рис. 4.10). Нижний пояс
ферм, скомпонованный из двух швеллеров № 22, пред-
варительно напрягался затяжкой из четырех пучков вы-
сокопрочной проволоки диаметром 5 мм по 24 проволо-
ки в пучке. Применение предварительного напряжения
снизило массу фермы на 14 % •
Под руководством проф. Б. А. Сперанского спроек-
тировано и построено несколько покрытий с предвари-
тельно напряженными фермами типа «арка с затяжкой»,
в том числе конструкции покрытия здания Рефтинской
— 80 —
Рис. 4.11. Покрытие здания Рефтинской ГРЭС
t — затяжка из двух стальных канатов диаметром 55 мм; 2 — стаканный ан-
кер; 3 — нижний пояс фермы
6—799
и-л
Рис. 4.12. Установка
для укрупнительной
сборки блока спарен-
ных ферм и натяже-
ния затяжки
ГРЭС и двухпролетного гаража — стоянки строительных
машин.
Машинное и котельное отделения Рефтинской ГРЭС
перекрыты фермами арочного типа, предварительно на-
пряженными затяжками из двух стальных канатов диа-
метром 55 мм (рис. 4.11). Анкерное закрепление затя-
жек стаканного типа с заливкой сплавом из цинка,
алюминия и меди (ЦАМ 10-5). Две фермы на укрупни-
тельном стенде внизу собирались посредством связей
в пространственный блок, после чего производилось на-
тяжение затяжек (рис. 4.12). Пространственный блок
с предварительно напряженными фермами подавался на
место монтажа и краном устанавливался на колонны.
Получена экономия металла 18 %.
В покрытии двухпролетного здания гаража-стоянки
в Свердловске размером в плане 100X75 м применены
предварительно напряженные двускатные пространст-
венные фермы пролетом 50 м из стальных труб с затяж-
ками из высокопрочных стальных оцинкованных кана-
тов (рис. 4.13). Трехгранные двускатные фермы с па-
раллельными поясами и постоянной высотой 3,3 м
установлены с шагом 12 м. На фермы с шагом 3 м укла-
дывались прогоны из швеллеров № 27, а по ним трех-
слойные плиты типа «сендвич» с двумя обшивками из
стальных оцинкованных профилированных листов с уте-
плителем из пенополиуретана. Натяжением затяжки
(усилие в 550 кН) в большинстве стержней фермы рас-
четные усилия от поперечных нагрузок уменьшаются
примерно в 2 раза, а в верхнем поясе снижаются на 25—
40%. Верхний пояс спроектирован из двух труб, а ниж-
ний из одной диаметром 219 мм со стенкой толщиной
8 мм. Масса одной фермы 12 т. По сравнению с первым
проектом покрытия из структурной плиты в осуществ-
ленном проекте сэкономлено 310 т стали.
Примером комплексного применения предварительно-
го напряжения для нескольких элементов покрытия яв-
ляются конструкции покрытия производственного здания
пролетом 48 м с подвесным многопролетным краном
грузоподъемностью 5 т в Минске (рис. 4.14). Фермы типа
Рис. 4.13. Покрытие гаража-стоянки в Свердловске
а —разрез; б — план; 1 — трехпоясные фермы; 2 — затяжка; 3 — вертикальные
связи; 4 — колонна
6*
— 83 —
Рис. 4.14. Предварительное напряжение ферм и подвесных подкра-
новых балок петлевидными затяжками, натягиваемыми оттяжкой
их из плоскости фермы
а — разрез; б — план; в — деталь; 1 — затяжка; 2 — подвеска; 3 — натяжной
болт; 4 — подкрановая балка
Рис. 4.15. Перекрытие спортивного зала в Карлсруэ
1 — трехпоясная ферма; 2 —затяжка; 3 — трубчатые раскосы; 4 — нижний
Пояс из швеллера; 5 — железобетонная плита; 6 — легкобетонная плита; 7 —
верхний пояс из одного уголка
Рис. 4.16. Ферма покрытия павильона в Гамбурге
а — схема; б—сечение; в — промежуточное крепление натяжного устройства?
е — концевое крепление натяжного устройства
Рис. 4.17, Проект покрытия ангара в Чикагском аэропорту
ft __________
\/У^Л/ЛЛЛА/Л^^ (
35000
3,96 ,3.96
арка с затяжкой пролетом 48 м имеют шаг 6 м. Четыре
подкрановые балки из прокатных профилей, располо-
женные через 12 м, прикрепляются к узлам ферм на
уровне затяжки. Затяжки петлевидного типа из арма-
турной стали закрепляются в опорных узлах ферм и да-
лее переходят с одной стороны фермы на другую, обра-
зуя восьмерку и закрепляясь на верхних поясах под-
крановых балок.
Натяжение затяжек производилось наверху после
монтажа покрытия оттяжкой их болтами на упоры, при-
крепленные к верхним поясам подкрановых балок. От-
тяжка выполнялась закручиванием вручную гаек болтов.
Натянутые и закрепленные затяжки вызывают пред-
варительное напряжение в стержнях фермы и в подкра-
новых балках. Верхние пояса ферм получают растяже-
ние, нижние — сжатие, а в подкрановых балках растяги-
ваются верхние полки и сжимаются нижние.
В г. Карлсруэ (ФРГ) построен спортивный зал про-
летом 40 м, перекрытий предварительно напряженными
стальными фермами треугольного сечения (рис. 4.15).
Нижние пояса ферм из швеллеров обжаты затяжками из
двух стержней диаметром 26 мм. Посередине пролета
ферм затяжки имеют нахлестку. Затяжки изготовлены
из стали с пределом текучести 800 МПа.
Другим примером покрытия с трехпоясными предва-
рительно напряженными фермами является проект ры-
ночного павильона в Гамбурге (ФРГ) (рис. 4.16). Трех-
поясные фермы из труб пролетом 35 м поставлены с ша-
гом 22,6 м. Нижний пояс напрягается затяжками,
размещенными внахлестку. Железобетонная плита, уло-
женная по верхним поясам ферм, включается в их ра-
боту.
Для аэропорта в Чикаго (США) спроектирован ангар
размером в плане 127,7Х60,3 м с консольными предва-
рительно напряженными фермами, с вылетом консоли на
42 м (рис. 4.17). Ферма напряжена шестью затяжками,
поставленными по верхнему поясу. Шаг ферм 12,2 м. Все
шесть затяжек проходят только над опорами ферм, а
далее по мере уменьшения изгибающего момента к краю
консоли затяжки попарно обрываются. Затяжки выпол-
нены. из стержней диаметром 28,4 мм из стали с преде-
лом текучести 914 МПа и временным сопротивлением
1019,5 кН/см2. В результате предварительного напряже-
ния масса ферм снижена на 12 %.
— 86 -
ГЛАВА 5. ПАНЕЛЬНЫЕ
И БЛОЧНО-БАЛОЧНЫЕ КОНСТРУКЦИИ
С ТОНКОЛИСТОВЫМИ
ПРЕДВАРИТЕЛЬНО НАПРЯЖЕННЫМИ
ОБШИВКАМИ
5.1. ОСОБЕННОСТИ РАБОТЫ
В промышленном и гражданском строительстве ши-
рокое распространение получили конструкции покрытий
зданий в виде пространственного каркаса с обшивками
из тонких предварительно натянутых листов. Обшивки
могут быть с одной стороны каркаса (обычно с наруж-
ной) или с двух сторон. Преимуществами таких конст-
рукций являются: совмещение несущих и ограждающих
функций, возможность совместной работы на сжимаю-
щие усилия тонколистовой обшивки и каркаса, высокая
заводская готовность и крупноблочный монтаж, сокра-
щение сроков строительства. Конструкции получаются
экономичными по расходу металла и технологичными
в изготовлении и монтаже. Конструкции обладают повы-
шенной жесткостью, что позволяет выполнять их мень-
шей высотой, чем обычные плоскостные конструкции.
Повышенная жесткость обусловливается совместной
работой растянутой обшивки со сжатыми продольными
элементами каркаса. По статической схеме — это одно-
пролетные балочные системы с предварительно напря-
женными элементами.
5.2. ПАНЕЛИ ПОКРЫТИЯ ЗДАНИЙ
В конструкциях покрытий и ограждений зданий при-
меняются панели, состоящие из каркаса и тонких метал-
лических обшивок с двух или с одной стороны. В верх-
ней обшивке создается предварительное напряжение —
растяжение, что позволяет ей воспринимать сжимающие
Напряжения при эксплуатационной нагрузке. Обшивка
Н этом случае совмещает функции ограждающей и несу-
щей конструкции. Нижняя обшивка натягивается конст-
руктивно до создания гладкой поверхности. Между верх-
ней и нижней обшивками размещается утеплитель.
Применяют кровельные панели с предварительно на-
пряженными обшивками пролетом 6—18 м. При проле-
— 87
Рис. 5.1. Конструктивные схемы панелей
я — балочная пролетом £<6 м; б — балочная пролетом Г>6 м; в — усилен-
ная шпренгелем с раскосной решеткой; а — усиленная шпренгелем с безрас.
косной решеткой
тах до 6 м они имеют каркас из сплошных прокатных
или гнутых элементов (рис. 5.1,а). Каркас состоит из
продольных и поперечных элементов, к которым при-
крепляется настил. При пролетах 6—12 м каркас вы-
полняется решетчатым (рис. 5.1,6), а при больших про-
летах панель со сплошным каркасом проектируется как
верхний пояс шпренгельной или ферменной системы
(рис. 5.1,в,а).
Предварительно напрягать можно присоединением
обшивки к изогнутым элементам каркаса с последующим
их выпрямлением и соединением по нейтральной оси
(рис. 5.2,2), натяжением обшивки линейным способом
88 —
Рис. 5.2. Схемы натяжения обшивки
/—методом;-изгиба; // — линейное натяжение; /// — натяжение рычагом; а —
положение перед натяжением; б — готовые панели; 1 — обшивка; 2 — каркас;
3 — натяжные болты; 4 — натяжной рычаг
1 /1
болтами (рис. 5.2, II) или с помощью рычага (рис.
5.2,///). Соединять элементы каркаса между собой
и прикреплять к ним обшивки можно точечной сваркой,
холодной клепкой или самонарезающими болтами со
специальными шайбами, обеспечивающими плотность
соединения. Верхние и нижние обшивки по конструктив-
ным соображениям, как правило, принимают одинаковой
толщины.
Напряжения в конструкции панелей со сплошным
каркасом складываются из трех компонентов (рис. 5.3):
предварительного напряжения, основных напряжений от
расчетной вертикальной нагрузки и напряжений от рас-
пора верхней обшивки, работающей под нагрузкой как
мембрана.
Прочность конструкции проверяют по формулам:
напряжения в верхней обшивке
ст® = о,9
Mh _ _Н_
2J ~ Лх
(5.1)
напряжения в верхней кромке каркаса
(5.2)
— 89 —
Рис. 5.3. Напряженное состояние панели со сплошным каркасом
а — напряжения при натяжении обшивок и нагружении; б — напряжения при
воздействии распора верхней обшивки
напряжения в нижней кромке каркаса
о«=— 1,1-Л~Г 2-
3 2Д3
— 1,1
Ха-Х1 ,, , Mh ,
-------h +---г
8J3 2J
Hh\ й2
J'
напряжения в нижней обшивке
_ 1 1 , Hhlh2_____
~ Ai ' 2J + J' A'
(5-3)
(5-4)
где M — расчетный изгибающий момент; H — распор в верхней об-
шивке при работе ее как мембраны от вертикальной нагрузки, Л),
Х2 — усилия предварительного натяжения в верхней и нижней об-
шивках; /?1, /?з — расчетные сопротивления материалов обшивки
и каркаса. Коэффициенты 1,1 и 0,9 учитывают перегрузки и недо-
грузки предварительного напряжения в обшивках.
Значения геометрических параметров даны на
рис. 5.3.
Распор верхней обшивки от нагрузки
3,
Я = я0В= 1/
PlcftE
------в
24(1-И2)(14-у)
(5.5)
где Ро — расчетная временная нагрузка; а — расстояние между по-
перечными элементами каркаса; t — толщина обшивки;
Усилие предварительного напряжения в верхней об-
— 90 —
шивке задается исходя из полного погашения им сжима-
ющих напряжений, возникающих в верхней обшивке от
нагрузки X^MAJW.
Усилие предварительного напряжения в нижней об-
шивке
Х% _ (I — g) +
*1 “ R3
где а = 2ft3/3 (h3 + 2/3) « 0,35.
(5.6)
Оптимальную по расходу материала высоту каркаса
можно найти из кубического уравнения
^ПТ-Л 1,235яАр-.^(1-^
опт 0П1 4 н /?х/?3
3 2/?3 4- (1-а) „
-Тр—
(5.7)
где p=ft3//3 — отношение между высотой и толщиной стенки гнутого
швеллера Каркаса.
Предварительный подбор сечений можно производить
по формулам
_ 2М' . л м'
г~ hRt 5 3~ hR3
R1 Ra
(5-8)
Приведенный изгибающий момент в панели
— 1,235ZZ/i2 44, (5.9)
l.Hl-al+O.l-l-Xa/Xt tl.Hl — а)-0,1}
(14-х2/х4)(1-«) ~
0,815 -И 0,615 (Xg/XQ
1 + 0,65X2/Xi
При выполнении каркаса из двух полущитов (рис.
5.4), соединяемых по боковым граням решеткой (L>
>6 м), прочность проверяют по формулам:
в „ Хх Mh н
0,9 ----+------->0;
1 Лх 2J At ’
В . . Xt + Х2 | Х2 — Xi Mh
о, =— 1 j----------4-1,1--------- № —--------
3 ‘ 4Л3 V 4J" П 2J
(5.10)
— 91 —
Рис. 5.4. Напряженное состояние панели с решетчатым каркасом
а — напряжение при натяжении обшивок и нагружении; б — напряжение при
воздействии распора верхней обшивки
Я И2 н
о» =-1,1 + _
3 4Л3
Hh, Н2
+ --------
(5.П)
(5.12)
(5.13)
Оптимальная высота из условия наименьших затрат
материала получается большой—(r/s—‘ММ по конст-
руктивным соображениям можно принимать h=
= (Vu.J/i7)L.
При вычислении распора Н в формуле (5.5) следует
принимать
v=2,3(W.
Требуемые геометрические характеристики сечения
_ 2ЛГ . _ м' .
Ai~ Rih ’ Аз ~ 2R3h '
R3
(5.14)
— 92 —
где М'— 1,15 Hh2+Z2M\
1,104-0,1 4-— (1,10 — 0,1)
2______________________________
г~ Л , Xi\a
Х2
0,93 + 0,73 —7-
_______________
°-75 Р+ ЧЧ
х2 _ p/?i + /?g.
xt /?3
^ср = 0 > 75.
(5.15)
Расчетные характеристики после подбора сечений оп-
ределяют по формулам:
А = 2АХ 4- 4А3; А3 « t3 {h3 + 2/3);
А' = 4А3 4- А у,
й2
h (2А3 0 4- Ах); J3 = —А3(1-а);
J' = А3 h2
2Aj + 4А3
Ах 4- 4А3
+-6-1
| (516)
J" = й2 А3 0;
'__4~ 2А3
1 Ах 4~ 4А3
й;
1
При усилении кровельной панели шпренгелем (при L
более 9—12 м) с раскосной или безраскосной решеткой
значительно увеличивается жесткость панели и снижает-
ся расход металла. Целесообразно панель и усиливаю-
щую шпренгельную решетку транспортировать раздель-
но, собирая их в единую систему перед монтажом.
5.3. БЛОЧНО-БАЛОЧНЫЕ КОНСТРУКЦИИ ПОКРЫТИЙ
С ПРЕДВАРИТЕЛЬНО НАПРЯЖЕННЫМИ ОБШИВКАМИ
5.3.1. Компоновочно-конструктивные решения. Блоч-
но-балочные конструкции бывают двух типов взаимо-
отличающихся конструктивными решениями и методами
изготовления [13].
Первый тип — блочные конструкции (рис. 5.5) пред-
— 93 —
Рис. 5.5. Блочная конструкция
1 — обшивки; 2 — вертикальные связи; J —продольные фермы; 4 — торцевые
фермы; 5 — поперечные ребра
ставляют собой пространственный каркас, на который
обшивка или две обшивки (сверху и снизу) натягивают-
ся на монтажной площадке. Верхняя обшивка образует
кровельный настил, работает совместно с верхними поя-
сами каркаса и может совмещать функции гидроизоля-
ционного покрытия. Нижняя обшивка работает совместно
с нижними поясами каркаса. Она применяется при не-
обходимости иметь технический этаж в межферменном
пространстве или потолок, отвечающий эксплуатацион-
ным или архитектурным требованиям.
Каркас состоит из двух вертикальных ферм, соеди-
ненных поперечными вертикальными связями и попереч-
ными ребрами (прогонами) по верхним и нижним поя-
сам ферм. Горизонтальную жесткость в плоскости поясов
обеспечивают предварительно напряженные обшивки.
В торцах каркаса имеются горизонтальные фермы или
балки, воспринимающие усилия натяжения обшивки
и передающие их на пояса ферм. Высота вертикальных
ферм в большинстве случаев ограничивается провозным
габаритом для ферм или их отправочных элементов —
3,8 м. Высота ферм ограничивает также пролет блочной
конструкции L максимум до 60 м.
Оптимальные расстояния между фермами (ширина
блока Ь) (см. рис. 5.5) находятся в пределах 3—12 м;
практически принимается 3—6 м при диапазоне проле-
тов 30—120 м. С увеличением пролета возрастает опти-
мальное расстояние. При наличии гидроизоляционного
ковра поверх обшивки шаг ферм принимается меньше,
чем при совмещении обшивкой функции гидроизоляци-
онного ковра. Это обусловливается необходимостью со-
— 94 —
Рис. 5.6. Блочно-панельная конструкция
1 — панели верхнего и нижнего поясов; 2 — элементы решетки продольных
ферм; 3— вертикальные связи; 4—торцевые фермы; 5 — поперечные ребра
здания большей жесткости кровли для обеспечения
долговечности гидроизоляции, укладываемой по обшив-
ке. Пояса ферм работают на местный изгиб от верти-
кальной нагрузки, поэтому сечения их принимают или
из швеллеров, или из неравнополочных уголков с боль-
шими полками, поставленными вертикально. Решетка
фермы проектируется из одиночных уголков, а попереч-
ные ребра из швеллеров. Верхние плоскости стержней
поясов ферм, поперечных ребер, связей должны образо-
вывать одну поверхность (быть заподлицо) для укладки
по ней обшивки.
После сборки каркаса по нему раскатывают рулоны
тонколистовой (1—2,5 мм) обшивки, натягивают ее
и прикрепляют к каркасу. Толщина обшивки назначает-
ся конструктивно с учетом допустимого прогиба, требо-
ваний долговечности и технологичности. Обшивка при-
крепляется к каркасу электросваркой (сплошным швом)
или электрозаклепками. Блочный тип каркаса имеет
хорошие показатели по расходу металла, однако трудо-
емкие работы на монтаже по предварительному напря-
жению и прикреплению к каркасу обшивки снижают его
производственные показатели.
Второй тип — панельно-блочная конструкция состоит
из верхней и нижней панелей, соединенных в простран-
ственный блок вертикальной решеткой и поперечными
связями (рис. 5.6). Панели работают как верхние и
нижние пояса блока. Нижние панели нужны при нали-
чии подвесного потолка. При небольших пролетах (до
- 95 —
Таблица 5.1. Максимальные значения шага а поперечных ребер
Ь, м а, при L, м
24 36 48 60 1 72 84 | 96 | 108 120
3 3,2 3,85 4,5 5 5,4 5,65 5,8 5,9 6
6 4,8 5,6 6,3 7 7,55 7,9 8,2 8,35 8,4
12 7,55 8,15 8,9 9,6 10 10,2 10,45 10,7 10,8
30 м) применение панелей по нижним поясам блоков
нерационально. Тогда вместо вертикальной решетки при-
меняется продольная ферма; панели по верхним поясам
ферм включаются в работу блока совместно с поясами.
Продольные фермы возможны при высоте до 3,8 м. При
соединении верхних и нижних панелей вертикальной
решеткой, доставляемой на монтаж россыпью, высота
блоков практически неограничена и ими могут перекры-
ваться пролеты, как показали проектные разработки, до
200 м.
К настоящему времени осуществлены покрытия про-
летами 24—84 м. Ширина блоков ограничивается про-
возными габаритами панелей до 3,8 м. Панели поступа-
ют на монтаж с полной заводской готовностью; они со-
стоят из плоского каркаса, обшитого с одной стороны
тонкими листами. Конструирование и расчет панелей
рассмотрены в п. 5.2. Возможность заводского изготов-
ления панелей на автоматизированных поточных лини-
ях— основное преимущество панельно-блочной конструк-
ции. Однако необходимость частой постановки верти-
кальных ферм (связей) снижает весовые показатели
конструкции. На монтаже из панелей и отправляемых
россыпью элементов решетки ферм и связей собираются
пространственные блок-панели, шириной и длиной рав-
ные размерам панели. Затем из блок-панелей собирается
полный монтажный блок на весь пролет, который тем
или иным способом устанавливается в проектное поло-
жение. Монтажный блок при наличии соответствующего
монтажного оборудования может быть шириной в не-
сколько панелей.
Шаг поперечных ребер а в уровне верхних поясов
должен быть не больше размеров, указанных в табл.
5.1, исходя из условия ограничения изгибных деформа-
ций поясов ферм. Кроме того, шаг ребер должен удовле-
творять условиям прочности и жесткости обшивки;
— 96 -
Таблица 5.2. Удельные радиусы инерции сечений стержней
Тип сечения X Ж Г \у \у \У 1/
X Г у
Рх 0,6 0,39 0,55
Ру 0,83 1,02 0,705
Pmin _ |
Продолжение табл. 5.2
Тип сечения Р \у И
Рх 0,85 0,78
Ру 0,85 0,55
Pmin 0,51 0,42
Продолжение табл. 5.2
Тип сечения 1ST X '
1 У X
Л
Рх 1,475 1,425
Ру 1,475 1,425
Pmin 1,475 1,425
7—799
— 97 —
по прочности
а < 2,92Rot/qoVRJE (5.17)
по жесткости
при а < b а < \\,3Et!qon [fla}3'.
где Ro — расчетное сопротивление металла обшивки; t — толщина
обшивки; qo — приложенная к верхней обшивке равномерно распре*
деленная нагрузка, кН/м2; qQU — нормативная нагрузка, кН/м2; [/] —
предельно допустимый прогиб обшивки; Е — модуль упругости стали.
Шаг поперечных ребер в уровне нижних поясов обыч-
но принимается равным длине панели нижних поясов
ферм.
По верхним поясам с неискривляющимися в плоско-
сти обшивки поясами ферм поперечные ребра опирают-
ся в узлы ферм а=а'. В блоках с искривляющимися
в плоскости обшивки поясами шаг ребер может ока-
заться целесообразным в 2 раза меньшим длины пане-
ли (а = 0,5а').
Оптимальные по расходу металла значения высоты h
и длины а' панели верхних поясов продольных ферм
определяются по формулам:
______730р /~ Uj qbL _
~ ®v(l —2v) У u2RpRp ’
, 2h Г v
а' =--- 1/ ——- ; (5.18)
а К 1 + 2v
где р=1’У А— принимается по табл. 5.2; V, ® — по табл. 5.3 в зави-
симости от десятичного логарифма числа
L 1,18-Ю6 а2 «1 ?’вр2/?2
k =------------------- ; v —
u2v2L7?^p
коэффициент приведенной длины промежуточных сжатых раскосов
продольных ферм в плоскости наибольшей гибкости; RnR$— расчет-
ные сопротивления материалов соответственно поясов и элементов
решеток продольных ферм; Rp —расчетное сопротивление материала
решеток торцевых ферм, кН/см2.
Коэффициенты Ui, и2, а зависят от типа решетки
ферм и берутся по табл. 5.4.
Если длина панели верхних поясов ферм лимитиру-
ется требованиями прочности и жесткости обшивки
(табл. 5.1 и формула 5.17) и более чем на 30 % отли-
— 98 —
Таблица 5.3. Значения безразмерных коэффициентов
Ъй 7 7 to 7 04 1 7 СО 1 ОО 7 О 7 7 со 7
V 0,183 0,185 0,188 0,191 0,195 0,199 0,204 0,209 0,215 0,222
со 1,37 1,49 1,63 1,78 1,94 2,12 2,33 2,56 2,83 3,13
оо
0,229 0,237 0,246 0,255
3,46 3,86 4,31 4,84
0,265 0,276
5,46 6,18
0,324
10,73
чается от ее оптимальной длины, то оптимальная высота
ферм при фиксированной длине панели будет
(5.19)
г , 2,2-ю4 utqLb^
где Ci = (0,5аа )2+ ------„ ,
U2 V
2,93-104-q'6ffZ.p2 / 1,5^ а2 /?п
“2v2 Яд *р '
Таблица 5.4. Значения коэффициентов
Тип решетки фермы
Треугольная
Крестовая
Треугольная с дополнительными стой-
ками
2
2
1,36
0,5
1
1
2
1
1
5.3.2. Особенности работы и расчета1. Особенность
работы блочных конструкций — совмещение предвари-
тельно напряженной обшивкой функций кровельного на-
стила и участие ее в работе поясов ферм при полном
загружении блока. В кровельной конструкции обшивка
работает как мембрана, прикрепленная к продольным
(пояса ферм) и поперечным элементам каркаса.
1 Использованы «Рекомендации по проектированию стальных
блоков покрытия с предварительно напряженными обшивками», со-
ставленные канд. техн, наук Г. С. Фридманом, МИСИ, 1979.
7* — 99 -
б)
Рис. 5.7. Расчетные схемы ячейки верхней обшивки
а —с прямолинейными поясами; б —с искривляющимися поясами; / — пояса
ферм; 2 — поперечные ребра; 3 — обшивка
Характер работы обшивки и верхних поясов ферм на
временную и постоянную воспринимаемую ею нагрузку
зависит от деформативности в плоскости обшивки эле-
ментов продольного контура — поясов ферм. Обычно
пояса ферм смежных блоков соединяются в продольном
направлении нащельниками, закрывающими зазоры
между обшивками смежных блоков. Нащельники в виде
узкой длинной полосы укладывают на обшивки сверху
внахлестку и приваривают сплошными фланговыми
швами.
В этом случае продольные элементы контура обшив-
ки не искривляются при ее загружении и обшивку можно
рассчитывать как мембрану с прямолинейными элемен-
тами контура, а пояса ферм — не имеющими изгиба в го-
ризонтальной плоскости (рис. 5.7,а). Если пояса ферм
могут получить деформации в горизонтальном направ-
лении, как это бывает в крайней ферме покрытия, то
обшивку надо рассчитывать как мембрану с искривляю-
щимися в плоскости обшивки продольными кромками
(рис. 5.7,6). При h = a/b^.0>5 искривление поясов не
учитывается.
Учет искривления поясов в горизонтальной плоскости
требует усиления. Чтобы уменьшить изгибающие мо-
менты в горизонтальной плоскости в поясах ферм, ра-
— 100 —
циональна более частая постановка поперечных ребер.
Расчет элементов блочного покрытия с прямолиней-
ными поясами ферм. Обычно заданными являются про-
лет блока L, ширина блока b и толщина обшивки t, до-
пустимый прогиб верхней обшивки [f], интенсивность
равномерно распределенной нагрузки, приложенной
к верхней обшивке qo. Нормативная нагрузка, прило-
женная к верхней обшивке qOn, полная расчетная на-
грузка на покрытие q (включая нагрузку в межфермен-
ном пространстве, подвесной транспорт, потолок и т.п.),
расчетное сопротивление материала поясов Ra и решет-
ки 7?р ферм и обшивки /?0- Выбираются типы сечения
поясов и решетки ферм. Определяется оптимальная вы-
сота ферм h, длина панели ферм а' по формуле (5.18)
и оптимальный шаг поперечных ребер а по формулам
(5.17). Шаг поперечных ребер увязывается с размерами
длины панели ферм.
При расчете верхних элементов покрытия вначале
определяется площадь сечения сжатых поясов двух ферм
в середине пролета с учетом усилий от изгиба ферм, от
предварительного натяжения обшивки и от воздействия
ее на пояса как мембраны
з _____
+ о >2^byq2a2Et^ (5 20)
где Аа = 1,1 учитывает потери предварительного напряжения после
сварки; /гп= 1 при креплении обшивки без сварки; Nmax — максималь-
ное усилие в поясах ферм от полной нагрузки на блок (приближенно
Nmax—qbL2/8h).
Расчетное предварительное напряжение обшивки
о”н должно быть не меньше значения, обеспечивающего
ее устойчивость (отсутствие сжимающих напряжений)
при работе обшивки на сжатие совместно с поясами ферм
и определяется по формуле
+ 0,51 (1 - CJ <5-21)
Входящие в формулу (5.21) безразмерные параметры
находят по формулам:
«а = ЛП/(ЛП 4-W); £ = 3 + п4(£2 —г^соэлф);
fej = <р 0,32 sin лф; k2 = ф -р 0,64 sin лф ~р 0,16 sin 2лф;
_ 1 (Г,. аь(1 + рл2) 1
С‘ = аь + ф(1-аь) Г[<’ “ а“’ + J-O.32^«. X
— 101 —
Х( 1 — аь) sin nxpj,
где Ji == 0,3 — коэффициент Пуассона; п—а/Ь,
Редукционный коэффициент ср, учитывающий степень
участия обшивки в работе поясов, принимается при п<
<0,5 равным нулю, при п>5 определяется по номо-
грамме, представленной на рис. 5.8. Найденное значение
<р должно находиться в интервале (б—1); в противном
случае принимается <р=0 при <р<0 и <р=1 при ф>1
______
аЪ ~ Л + at ’
3/-—------
b V <7о №
При изменении сечения поясов по длине ферм умень-
шенные сечения определяют в первом приближении из
уравнения
лп- лп —-— - ы = —-,
\ / «и
где АГ — усилия в поясах ферм уменьшенного сечения:
з ------
Мм = k2 о™ bt + 0,245Л у ql a2 Et.
(5.22)
(5.23)
Чтобы определить силовые факторы в элементах кон-
тура обшивки, необходимо найти прогиб обшивки от рас-
четных нагрузок
P t 1 «9 f а2 ГггП-н N (1 ®а) . 2 »1 1 0,267а4 q&
'+1'в2,ЪГр - ы c + ^i'1
(5.24)
Безразмерные параметры, входящие в уравнение
(5.24), определяют по формулам:
П = 1 4- 2Сх + ri* (2fet Су 4- д2 /г2);
Л в_______________j
«ь + Ф(1 —«ь)
1 ( Г . 1 — МЛ2) 1
Су =---------------- aJ д? 4- - о,32д? (1 -
а аь4-ф(1 — аь) ( 1 —р? j
— аь) sin лф к
Прогиб обшивки от нормативных нагрузок, опреде-
ляемый по уравнению (5.24), должен быть не больше
допускаемого, равного 0,02 минимального размера ячей-
ки при совмещении обшивкой функции гидроизоляции
— 102 —
кровли и 0,01 минимального размера ячейки при наличии
гидроизоляционного ковра поверх обшивки. Сечение по-
перечных ребер ориентировочно назначается как для
шарнирно опертых балок пролетом Ьу загруженных рав-
номерно распределенной нагрузкой интенсивностью qtfi.
Имея все необходимые данные, проверяют прочность
поясов ферм и поперечных ребер по наиболее напряжен-
ным волокнам от действия осевого сжатия с изгибом
в вертикальной плоскости по формулам:
напряжения в поясах ферм
= + (5-25)
напряжения в поперечных ребрах
ob=Nb/Ab + Mb/Wb<Rb. (5.26)
Осевые усилия NnnNB соответственно в поясах ферм
и поперечных ребрах:
С t
N^—k,o™bt — Na—\,23Ef—?~_- (5.27)
п 2 а па
„ (<fC 4-0,32n2 sin лю)
Nb = KnNq (1 — ао) — 1,23Е/21 . . (5.28)
Изгибающие моменты в поясах ферм Ма определяют-
ся по схеме балки пролетом а, защемленной на опорах,
а в поперечных ребрах Мь — по схеме шарнирно опертой
балки пролетом 6:
5
= "ТГ V7°ba2'
96
1 ( 4 \
мь=~Т <7о И — "Г v2 '
О \ о /
(5.29)
(5.30)
3,14//
Параметр v— " qbr ° у учитывает распределение вер-
тикальной нагрузки на пояса ферм и поперечные ребра
в соответствии со схемами, приведенными на рис. 5.9.
Напряжение в обшивке в поперечном направлении
М(1-а0) 1,23£/а
ы + а2 (п- + Су).
(5.31)
Для поясов во многих случаях наиболее напряжен-
ными являются сечения, проходящие по узлам ферм. При
расчете нижнего пояса каркаса, работающего вместе с
обшивкой, основное растягивающее усилие распределя-
ется на обшивку и пояса ферм пропорционально их же-
— 104 —
Рис. 5.9, Распределение вертикальной нагрузки на пояса ферм и по-
перечные ребра
1 — пояса; 2 — поперечные ребра
сткостям, при этом площадь сечения обшивки прини-
мается 0,9ЬЛ Включение обшивки в работу на растяже-
ние обеспечивается ее конструктивным натяжением, при
котором начальные прогибы листа не превышают 15 мм
в пределах размеров ячейки.
Вертикальные прогибы блоков определяются проги-
бами ферм по формуле Мора
н ЕЛ‘
где М— усилия в стержнях ферм от единичной вертикальной силы;
1г, Аг — соответственно длина и площадь сечения /-го стержня; Npi—
усилия в стержнях ферм от внешних нагрузок.
С учетом дополнительного обжатия поясов цепными
силами в обшивке в сжатых поясах усилия
/Vp = 0,5^aa+l,23E/?_Sl\ (5.33)
\ па J
Положительные прогибы ферм от усилий натяжения
обшивок в случае необходимости компенсируют строи-
тельным подъемом.
5.3.3. Примеры применения. В ЦНИИпроектсталькон-
струкции спроектировано и осуществлено более двадца-
ти крупноблочных покрытий с тонколистовыми пред-
варительно напряженными обшивками зданий с пря-
моугольным и круглым планом гражданского и
производственного назначения (в том числе с мостовы-
ми и подвесными кранами [13]. Одной из первых конст-
— 105 -
рукций из объемно-пространственных блоков было пере-
крытие павильона Выставки достижения народного хо-
зяйства в Минске.
Здание пролетом 42 м перекрыто блочно-панельными
конструкциями трапециевидного очертания шириной
2,6 м, высотой в коньке 2,5 м. Каждый блок состоит из
верхней и нижней панели заводского изготовления, объ-
единенных решеткой треугольного очертания из одиноч-
ных уголков. Обшивка верхних панелей толщиной
1,6 мм. На заводе изготовлялись сварные пространст-
венные блок-панели длиной 10, высотой до 2,5 м, массой
около 3 т. Элементы решетки приваривались к наклад-
ным фасонкам на продольных элементах каркаса пане-
ли. Завод находился вблизи монтажной площадки, что
позволило транспортировать крупные блок-панели авто-
транспортом. На монтажной площадке заводские блок-
панели укрупняли в один монтажный блок размером
в плане 12X42 м, массой 36 т и поднимали в проектное
положение двумя гусеничными кранами. При этом рас-
ход стали на 1 м2 покрытия составил 72 кг.
В Киеве построен двухпролетный ангар, перекрытый
пространственными блоками с натяжением обшивки на
монтаже. Ангар имеет размер в плане 120X64 с проле-
тами по 60 м, высоту до низа ферм 22 м, с шагом колонн
в продольном направлении 6 м и двумя подвесными
кранами грузоподъемностью по 15 т (см. рис. 5.10).
Пролеты перекрыты пространственными блоками ши-
риной 5,7 м, высотой у конька 3,9, у опоры 2,1 м, проле-
том 60 м с верхней и нижней обшивками толщиной
1,2 мм. Каркас блока состоит из трех сварных ферм, рас-
ставленных с шагом 2,85 м. Фермы имеют крестовую
решетку из одиночных уголков, пояса крайних ферм так-
же из одиночных уголков, а средней фермы — из спарен-
ных уголков. В продольном направлении у опор торца
блоки замыкаются подстропильными фермами, а в про-
лете фермы связаны девятью рядами вертикальных свя-
зей. По верхним и нижним поясам ферм уложены с ша-
гом 2 м прогоны (поперечные ребра) из швеллеров
(рис. 5.11).
Отправочными элементами завода-изготовителя были
блоки каркаса длиной 12 м, которые на монтаже соби-
рались в полный блок пролетом 60 и шириной 5,7 м. Об-
шивка поступала на монтаж рулонами; ленты шириной
1,25 и 1,4 м раскатывались поверх элементов каркаса,
— 106 -
§
.ДТI I I IH I I li I li I I Kltx I I
'iKJi I i I • ll I i I и I и i I i i
ЛЫ1. J—L I l!_. I I I I! I . I! I I ._1__L
J-L1J LI II .LL I МИДГ.
11Й Illi
11Й Illi
11Й Illi
i ii i i kioi i i a i
I ll I I w I I ii i
I II I I. KJO I I II I
I II I Г Г
'60D00
tl Cl Cl Cl Cl Cl Cl Cl Cl Cl Cl
Рис. 5.10. Блочное покрытие ангара в Киеве
I I I I II i I i Ш
i i i i ll 11 i ИГГ
натягивались заданным усилием и прикреплялись к кар-
касу. После установки блоков покрытия в проектное по-
ложение вертикальные связи соединялись в месте сты-
ков в непрерывные продольные фермы, что существенно
повышало жесткость покрытия при действии нагрузок от
подвесных кранов. Расход стали составил 110,4 кг/м2.
Здание Олимпийского спортивного комплекса ЦСКА
в Москве размером в плане 110X306 м вмещает в себя
футбольное и легкоатлетические поля с трибунами на
10 тыс. зрителей, а также ряд спортивных залов, быто-
вых и технологических помещений (рис. 5.12).
— 107 —
МОНТАЖНЫЕ СТЫКИ
млмтд*ик1Р гпигм
ВЕРХНЕМУ
74500
пооо
— но —
Несущие конструкции покрытия залов выполнены
в виде предварительно напряженных объемных блоков
длиной 104, шириной 2,5, высотой в коньке 6, а по кон-
цам 2 м. Верхние и нижние пояса блоков криволиней-
ные, очерченные по дуге окружностей с радиусом R —
— 677 м. Опорами блоков служат подстропильные бал-
ки пролетом 12 м, уложенные по продольному ряду ко-
лонн. В поперечном направлении расстояние между
колоннами 84 м. Блочное покрытие, шарнирно опираясь
на колонны, образует в поперечном направлении рамную
систему пролетом 84 м с консолями по 10 м с каждой
стороны. Поперечная жесткость конструкции надежно
обеспечивается подкосной конструкцией, образованной
колоннами и косоурами трибун (см. рис. 5.12).
Конструкция блока состоит из верхних и нижних
панелей, соединенных решеткой крестового очертания из
одиночных уголков. Панели размером 2,5X12 м изготов-
лялись на заводской поточной линии. Сварной каркас па-
нелей образован из прокатных уголковых профилей.
К каркасу панелей прикреплялась стальная обшивка
толщиной 1,5 мм с заданным по расчету предваритель-
ным напряжением для верхних панелей и конструктив-
ным напряжением около 30 МПа — для нижних.
На монтажной площадке объемные блок-панели дли-
ной 12 м (рис. 5.13), собранные на кондукторе, подава-
лись на сборочные стапели, где объединялись в блоки
полной длины (110 м). Решетка присоединялась к кон-
турным элементам панелей на высокопрочных болтах,
монтажные стыки поясов блок-панелей сварные. Два
блока размером 2,5X110 м каждый объединялись
в монтажный блок (размером 5X110 м) массой 70—
100 т и на тележках скипового типа поднимались по на-
клонным путям на подстропильные балки, затем по под-
стропильным балкам лебедками подвигались в проектное
положение. Продольные зазоры между монтажными
блоками перекрывались нащельниками. Расход стали на
1 м2 покрытия, рассчитанного на нагрузку 6,5 кН/м2, со-
ставил 107 кг.
ГЛАВА 6. ПРЕДВАРИТЕЛЬНО
НАПРЯЖЕННЫЕ СТАТИЧЕСКИ
НЕОПРЕДЕЛИМЫЕ КОНСТРУКЦИИ
6.1. ОБЩИЕ ПОЛОЖЕНИЯ
В статически неопределимых конструкциях предва-
рительное напряжение можно создавать натяжением за-
тяжек или смещением опор. Второй способ целесообраз-
нее, так как требует минимальных дополнительных за-
трат только при производстве монтажных работ. При
этом сами конструкции не меняют своей формы, поэтому
их изготовление не отличается от изготовления обычных
конструкций. В некоторых случаях можно использовать
предварительное напряжение одновременно затяжками
и смещением опор. Статически неопределимые системы,
предварительно напряженные затяжками, рассчитывают
по общим правилам строительной механики. Каждая за-
тяжка увеличивает статическую неопределимость систе-
мы на единицу. Канонические уравнения имеют одина-
ковый вид для любых статически неопределимых систем,
предварительно напряженных затяжками: неразрезных
балок, рамных, арочных и др.
В общем случае при п статически неопределимых си-
стемах, имеющих k затяжек, системы становятся («-]-&)
раз статически неопределимыми. При расчете методом
сил за лишние неизвестные основной системы следует
принимать усилия в затяжках Xi (усилия самонапряже-
ния в затяжках) и выбираемые по обычным правилам
усилия в лишних стержнях системы Z/.
Канонические уравнения имеют вид:
8nxi + 5i2X2+"-+6iz1zi + siz!Z2+--+Atp = 0; 1 _
«21 *1 + б22 *2 +• •+ 62Z, Zt 4- «2Z А +• • •+ Д2Р = 0. j ‘ П
Коэффициенты при неизвестных вычисляются по
обычным формулам. Если за основную систему прини-
мать статически неопределимую конструкцию, то из урав-
нений (6.1) выпадают члены с неизвестными Z и оста-
нутся неизвестными лишь усилия в затяжках X.
Ответственный момент в проектировании — выбор
усилий предварительного натяжения затяжек. Опти-
мальные усилия, при которых получается наиболее эко-
номная по расходу материала и стоимости конструкция,
— 112 —
определяются, как правило, повторными попытками.
Как и при расчете всякой статически неопределимой
системы, сечениями стержней и затяжек надо задавать-
ся предварительно. В первом приближении можно рас-
считать конструкцию без предварительного напряжения,
подобрать сечения стержней и назначить усилия предва-
рительного натяжения затяжек, учитывая необходимость
обеспечения устойчивости сжатых в процессе предвари-
тельного напряжения стержней.
Важно установить последовательность предваритель-
ного напряжения и загружения конструкции постоянной
нагрузкой. Во многих случаях целесообразно сначала ча-
стично загрузить конструкцию постоянной нагрузкой
и затем давать предварительное напряжение, возможно
многоступенчатое предварительное напряжение. При
предварительном напряжении размером смещения опо-
ры (или нескольких опор) необходимо задаваться, пос-
ле чего оно рассматривается как дополнительное воз-
действие на конструкцию. Направления смещения и его
размеры определяются из условия наиболее благопри-
ятного перераспределения усилий в системе, вызываемо-
го нагрузкой.
6.2. НЕРАЗРЕЗНЫЕ БАЛКИ,
ПРЕДВАРИТЕЛЬНО НАПРЯЖЕННЫЕ ЗАТЯЖКАМИ
Затяжки в неразрезных балках размещают в зонах
растягивающих напряжений: в пролетах вдоль нижних
поясов, на опорах вдоль верхних поясов (рис. 6.1, а). За-
тяжки могут быть непрерывными, переходя от нижнего
пояса к верхнему (рис. 6.1,6). Однако такое устройство
затяжек усложняет конструкцию и натяжение затяжки,
поэтому чаще ставят отдельные прямолинейные затяжки.
Рассмотрим для примера двухпролетную балку с рав-
ными пролетами, предварительно напрягаемую тремя
затяжками: двумя в пролетах и одной затяжкой над
средней опорой (рис. 6.2,а). Нагрузка на балку рас-
пределяется равномерно. Рассчитывая балку обычным
способом без учета работы затяжек, получаем эпюру
моментов от нагрузки (рис. 6.2,6). Далее рассчитываем
двухпролетную балку на действие усилий предваритель-
ного напряжения в затяжках в пролете Лп и на опоре
Хо. Получаем соответствующие эпюры моментов и нор-
мальных сил (рис. 6.2,в). Предположим, что затяжки
натягиваются одновременно усилиями Хп и Хо до при-
8—799
113 —
а)
Р
IIIIIII1IIIIIIIIIIIIIHIIIIIIIIIIIIHIIIIIIIIIII
Рис. 6.1. Размещение затяжек в неразрезных балках
Рис. 6.2. К расчету неразрез-
ной балки, предварительно на*
пряженной тремя затяжками
ложения нагрузки. В первом приближении усилиями Хп
и Хо можно задаться так, чтобы изгибающие моменты,
вызываемые ими в местах анкеровки затяжек, составля-
ли: 25—30 % максимального изгибающего момента от
нагрузки в пролете, 40—50 % — на опоре:
Ха = Мв/уа (0,25.. ,0,3);1
Xo = A1o/f/o(0,4...0,5), J (6‘2)
где уп, Уо — расстояние от затяжек до оси балки в пролете и на
опоре.
Далее определяются усилия самонапряжения в за-
тяжках от действия нагрузки Р. За основную систему
принимается неразрезная балка с двумя неизвестными
усилиями в затяжках ХП1 и XOi (рис. 6.2, г, д),
Канонические уравнения имеют вид:
^пп -^п! 4" ^по Хй1 + 6Пр = 0; |
^оп ^п! 4" ^оо ^oi 4" ^оР = 0. J
— 114 —
Рис. 6.3. Двухпролетная балк|
переменного сечения с затяж<
кой над опорой
Перемещения 6^ вычисляются перемножением эпюр,
изображенных на рис. 6.2, г, д; перемещения 6/р — пере-
множением эпюр на рис. 6.2, б и на рис. 6.2, г, д. Расчет-
ные изгибающие моменты складываются из моментов от
нагрузки Мр, усилий предварительного напряжения А'п
и Хо и усилий самонапряжения Xni и Xoi- При подборе
сечений учитываются нормальные силы от усилий в за-
тяжках. Длина затяжек устанавливается по эпюре мо-
ментов от нагрузки так, чтобы в месте обрыва затяжки
сечение балки без затяжки могло воспринимать действу-
ющий момент. В двухпролетных балках можно получить
наибольший эффект от предварительного напряжения по-
становкой одной прямолинейной затяжки над опорой.
Однако в балках постоянного сечения выравнить напря-
жения в пролетных и в опорном сечениях натяжением
затяжки невозможно. Решающим всегда будет напря-
жение в нижнем поясе опорного сечения. Экономия ме-
талла может составить 5—6 % •
Значительную экономию металла (до 33 %) можно
получить при проектировании двухпролетной балки с од-
ной затяжкой над опорой и с разными сечениями в про-
лете и над опорой: симметричное сечение в пролете
(с моментом инерции /Пр) и несимметричное над опорой
(с моментом инерции /Оп) в пределах длины затяжки
(рис. 6.3).
Проверка. Напряжения в сечениях балки проверяют
по формулам:
в сечении над средней опорой
воп W* Аоа Mx+Xt on Ц7в < Rl (6.4)
П - м"п . *X + Xi °н.оп— -f- - Лоп Wa М
8* - 115 -
в пролетном сечении
Л4Н
= -----£-<*• М
в месте крепления затяжки на расстоянии X/ от край-
ней опоры:
ми Мм+Х‘
°М(слева)в.п ~ ~W < R’> (6-7)
Mt,
°К!(слева)н.п ~ R’ (6-8)
аМ(справа)в.п Ц7 в ?2 % + X 1 < R; (6.9)
^ОП
у2 X + < R, (6.10)
**н ^оп **н
в затяжке
где А4пр , и Л1”п — соответствующие расчетные моменты в про-
лете, на расстоянии М от крайней опоры и на опоре; W7B, 1^н — мо-
менты сопротивления крайних фибр опорной части сечения; ДОп —
площадь сечения опорной части балки; X — усилие предварительного
напряжения в затяжке; Xi — усилия самонапряжения в затяжке для
невыгодного опорного и пролетного загружения; уь уг— коэффици-
енты точности натяжения.
Из расчета двухпролетной балки переменного сечения
найдены формулы для определения усилий самонапря-
жения в затяжке при разных загружениях, а из условия
равенства максимальных напряжений в пролете и на опо-
ре получены оптимальные усилия предварительного на-
пряжения в затяжке.
6.3. НЕРАЗРЕЗНЫЕ БАЛКИ И ФЕРМЫ,
ПРЕДВАРИТЕЛЬНО НАПРЯЖЕННЫЕ СМЕЩЕНИЕМ ОПОР
6.3.1. Особенности работы и расчет. При применении
неразрезных балок или ферм постоянного сечения по
длине можно смещением опор выравнять изгибающие
моменты на опорах и в пролетах и добиться уменьшения
расчетного момента. Это особенно выгодно при большой
постоянной нагрузке. Разные отметки опор нетрудно по-
— 116 —
Рис. 6.4. Регулирование моментов смещением опор в двухпролетной
балке
а —схема; б — огибающая эпюра моментов от нагрузки; в — эпюра от осад-
ки средней опоры; г —реакция от осадки средней опоры
лучить на монтаже с помощью подкладок. Во многих
случаях целесообразно развивать высоту балок на опо-
рах и таким путем сосредоточить изгибающие моменты
над опорами, разгружая пролеты. Этого легко добиться,
приподнимая балки над средними опорами домкратами
или прокладками.
Рассмотрим двухпролетную балку постоянного сече-
ния по длине с неравными пролетами h>l2 (рис. 6.4).
При загружении балки равномерно распределенной на-
грузкой изгибающий момент над средней опорой полу-
чается по абсолютной величине больше пролетных мо-
ментов (рис. 6.4,6). Опуская среднюю опору, можно по-
лучить эпюру над опорой Мо (рис. 6.4, в) и таким путем
добиться равенства моментов в первом пролете и над
опорой.
Л4П *1
~^Г~ = М02-М0, (6.12)
откуда
М0 = ( —Р2 ~~ М1Х^ 11 , (6.13)
/1 +
где xi — расстояние от первой опоры до ординаты наибольшего мо-
мента в пролете.
Изгибающий момент над средней опорой
МО2=-МО2 + МО. (6.14)
Изгибающий момент в первом пролете на расстоянии
от первой опоры
М1Х = Л41Х + (^М. (6.15)
— 117 —
Изгибающий момент во втором пролете на расстоянии
х2 от третьей опоры
Л42х-Л12х + ( ° 2 ). (6.16) \ *2 /
Требуемое смещение средней опоры (рис. 6.4, г)
Л40 — ^?12^2 (г* (6.17)
Подставляя значение Мо из (6.13), получаем
б Л02 (6.18) (/1 + *1)Я12
где /?12 — реакция на опоре 1 от единичного смещения опоры 2.
Основные формулы для получения одинаковых мо-
ментов на опорах для трехпролетной балки постоянного
сечения (рис. 6.5) следующие:
дополнительные изгибающие моменты на опорах:
Л1го — Ri h> 41зо — /?4 13‘,
реакции: Ях = Я12 б2 + #13 63; 1 R1 — ^42 ^2 + ^43 ®3- '
Требуемые смещения промежуточных опор получают
из уравнении: Я12 + /?1з 63 — 1 >6 go) /?42 §2 + ^43 6з = Л1зе^3«/
откуда:
^13 М30 /j — М20 ^43
h h (^42 R13-------^43 ^12)
/?42 -Мгр /3 — Л?зо Riz Ij
h I3 (^42 R13 — ^48 Rli)
(6.21)
(6.22)
Если можно проектировать неразрезную балку неоди-
накового сечения по длине, то целесообразно не вырав-
нивать моменты, а увеличить их на опорах смещением,
разгрузив тем самым пролеты. В этом случае сечения
над опорами должны быть усилены. Усиление можно со-
здать увеличением высоты сечения, при постоянной вы-
соте — усилением полок и стенки. Можно применить над
опорой вставку из более прочной стали и получить би-
стальную балку (рис. 6.6). Экономия металла и стои-
мости в таких балках получается благодаря тому, что
усиление требуется производить над опорами на сравни-
118 —
Рис. 6.5. Регулирование момен-
тов смещением опор в трехпро-
летной балке
Рис. 6.6. Регулирование моментов смещением средней опоры в двух-
пролетной балке переменного сечения
а — схема изменения моментов; усиление опорного сечения балки; б—-увели?
чением высоты; в — усилением поясов; г — применением стали повышенной
прочности; 1 — эпюра моментов без предварительного напряжения; 2 — то же,
с предварительным напряжением; 3 — выгиб балки для создания предвари-
тельного напряжения
тельно небольшой длине, в то время как в пролете балки
разгружаются и проектируйтся более легкими на значи-
тельной длине. Исследования [3] показали, что этим спо-
собом можно снизить расход металла в двухпролетных
балках на 28—30%. Еще большую экономию металла
в двухпролетных балках (32—38 %) можно получить
созданием комбинированного предварительного напря-
жения — поднятием средней опоры и постановкой над
ней затяжки.
6.3.2. Примеры проектирования двухпролетных пред-
варительно напряженных балок смещением опор. В зда-
нии тяжелого машиностроения под мостовые краны гру-
зоподъемностью 250/30 и 150/30 т спроектированы
двухпролетные подкрановые балки, предварительно на-
пряженные регулированием отметок опор (Харьковское
отделение ЦНИИпроектстальконструкции). Балки про-
летом 12 м спроектированы с повышенной высотой на
средней опоре (рис. 6.7). Разность уровней опор, вызы-
вающих предварительное напряжение в балках, созда-
валась на монтаже натяжением болтов на крайних опо-
рах до ликвидации заданного зазора в 25 мм. На сред-
ней опоре возникает дополнительный изгибающий мо-
мент, а в пролетах моменты уменьшаются. По расходу
стали предварительно напряженная балка экономичнее
однопролетной балки на 22 % и двухпролетной постоян-
ного речения без предварительного напряжения на 15%,
119 —
В штрипсовом отделении листопрокатного стана
2300/1700 Челябинского металлургического завода по-
ставлены двухпролетные предварительно напряженные
подкрановые балки под краны грузоподъемностью 20 т
с поворотными траверсами. Балки спроектированы двух-
стенчатыми, коробчатого сечения из стали марки
ВСтЗсп с одинаковой высотой в пролете и на опоре.
Предварительное напряжение осуществлялось натяжени-
ем болтов на крайних опорах до ликвидации заданного
расчетом зазора. Балка получилась легче обычной раз-
резной на 25 и дешевле на 24 %. При проектировании ба-
лок бистальными экономия была бы больше.
6.4. ПРЕДВАРИТЕЛЬНОЕ НАПРЯЖЕНИЕ
ПЕРЕКРЕСТНЫХ БАЛОК И СТРУКТУРНЫХ СИСТЕМ
В системах перекрестных балок изгибающие моменты
зависят от прогибов балок. Средние балки имеют боль-
шие прогибы, и, следовательно, в них возникают макси-
мальные изгибающие моменты, по которым подбирают-
ся сечения всех балок системы. В результате крайние
балки имеют излишние запасы, что приводит к перерас-
ходу материала.
В системах перекрестных балок, опертых по контуру
(рис. 6.8), можно изменением уровня опор балок вырав-
нить моменты — снижение максимальных изгибающих
моментов в средних балках в результате повышения их
в крайних. Нужное изменение уровня опор балок легко
получить с помощью прокладок.
Рассчитывая систему методом деформаций с фиктив-
ными опорами в каждом узле пересечения балок и пре-
небрегая влиянием кручения, можно получить значения
моментов (рис. 6.9, а), прогибов (рис. 6.9,6) и переме-
щения узлов перекрестных балок от осадок опор (табл.
6.1).
Оптимальные смещения опор для системы из десяти
перекрестных балок (5X5) определяются из уравнений
равенства изгибающих моментов в точках пересечения
средних балок (рис. 6.8):
М13 (ё0 + А) = <з (g0 + Д) = Мх33 (g0 + Д); (6.23)
< (g0 + А) = 4 (g0 + Д) = (g0 + Д). (6.24)
Значения изгибающих моментов в уравнении (6.28)
— 121 —
Рис. 6.8. Система перекрестных балок
О') 1
Ф
2
ф
J
Ф
4
5
Ф
5)
1
ф
2
Ф
j
Ф
4
5
Ф
40В
!»ИНП|||
тш
а 16
В 26
»«ч|1НИ|
&6
4,3584
J.27J
□
4,111
'IP
-з.зоз
2,6784
-4—S 36
= 2,892
2,4 7
-!-□ 45 40В
1.1321
—□ 56 50В
at!!j»niiinilllll!
13,153
--15,824
19,276
---025
10,622
т—035
: 9,276
—045
5,464
—Е355
□
□
61 62 63 64 65 61 62 63
□ □
64 65
Рис. 6.9. Эпюры изгибающих моментов и перемещения узлов пере-
крестных балок от равномерной нагрузки
а — изгибающие моменты; б — перемещения
можно написать в развернутом виде
м* (ё0 + Д) = ^*Л, Д2 + Д3 + g0, <6' 25>
где Л4*д , —групповые единичные моменты в рассматривае-
мых сечениях перекрестных балок от единичных осадок второй
15-
15=
Ч $2 Но» Нсч >< W У-со Н сЗ
1^ 13 15 15 15 15 15
122 —
— 123 —
(2, 4, 62, 64, 20, 26, 40, 46) и третьей (3, 30, 36, 63) групп симметрич-
ных опор перекрестных балок (см. рис. 6.8 и табл. 6.1); А<>, Аз —ис-
комые оптимальные значения осадок групп симметричных опор, при
которых будет обеспечено равенство изгибающих моментов.
Из решения уравнений (6.23) и (6.24) после подста-
новки в них значений формулы (6.25):
д2 = 6,13-^—- ; Д2 = 8,335-^®—, (6.26)
2 EJ ’ 3 ’ EJ
где go — равномерно распределенная нагрузка на балках; EJ — жест-
кость балки.
Значения прогибов балок от действия нагрузки и сме-
щения опор получились равными прогибам простой бал-
ки, что соответствует уравнению
go L4 / х 2х3 х* \
24EJ \Т ~ "гГ + L4;
(6.27)
Эта же линия изгиба повторяется и в линии, соединяю-
щей смещенные опоры, по контуру системы. Следова-
тельно, для рассматриваемой системы перекрестных ба-
лок оптимальные осадки опор могут быть получены из
уравнения (6.27).
Расчетные формулы для определения моментов и пе-
ремещений в узлах рассматриваемой системы перекрест-
ных балок:
для балок, параллельных оси х
мк = £" х (г - х) [1 + (1 - )2] ~г~
L к гтах / J г^ах
(6.28)
для балок, параллельных
Р / ,2 \ Г /
с ___ _______
48EJ
оси у:
_ Zk \21 .
zmax / J г*ах
Zk \2| Zi
zmax / J Z^ax
(6.29)
1
где
г? = L3 x — 2Lx3 + x4; zy> = L4 — y2 f L2 — y2')?
‘ ‘16 \ 2 * j
~y _ 5 ,4.
zmax jg L ’
P=gol — узловая нагрузка в любом узле; Zk— прогиб плоской балки
в крайнем узле (на диагонали) в точке пересечения двух крайних
— 124 —
перекрестных балок; zmex — максимальный прогиб плоской балки
(см. рис. 6.8).
Анализ показал, что смещением опор в перекрестных
системах при равномерно распределенной нагрузке мож-
но получить экономию металла 10—19 %, при сосредото-
ченной нагрузке в центре—16—26 % и при подвижной
нагрузке —6—13 %.
6.4.1. Структурные конструкции. В пространственных
стержневых (структурных) конструкциях, опертых по
контуру, при действии равномерно распределенной на-
грузки усилия в однотипных стержнях неодинаковы. Так
как в большинстве случаев сечения однотипных стержней
подбираются по максимальному усилию, большинство
стержней работает с недонапряжением, что приводит
к неэффективному использованию материала.
Напряжения в поясах структур, выполняемых в виде
стержневой плиты, зависят от кривизны плиты вдоль по-
ясов. Так как кривизна плиты у опорного контура мень-
ше, то и напряжения в стержнях около опорного конту-
ра меньше.
Изменением уровней опор, расположенных по пери-
метру здания, можно выровнять кривизну плиты вдоль
поясов, создать в них предварительное напряжение, ко-
торое, как и в перекрестных системах балок, уменьшит
расчетные усилия в стержнях [16]. При соответствующем
изменении уровней опор структурная плита до загруже-
ния получает начальную кривизну, которая позволяет
выровнить кривизну поясов при загружении. Изменен-
ный уровень опор должен плавно понижаться от углов
контура к середине его сторон (рис. 6.10), что легко осу-
ществить установкой прокладок разной толщины.
Для расчета на ЭВМ предварительно напряженного
структурного покрытия можно использовать имеющиеся
программы расчета стержневых систем. За расчетную
схему принимается стержневая система с шарнирными
соединениями в узлах, загруженная узловыми вертикаль-
ными нагрузками и опорными реакциями (рис. 6.11).
Предварительно сечение стержней можно подобрать,
используя приближенный расчет, который сводится к оп-
ределению усилий в стержнях ферм обоих направлений,
загруженных соответственно равномерно распределен-
ными нагрузками (см. рис. 6.11):
oa qa
11// // \2 ’ ^2 ~ 1 I 7/ и 42 * (6.30)
— 125 —
Рис. 6.10. Создание начальной кривизны структурной плиты регули-
рованием уровня опор
Опорные реакции при условии равенства сечений од-
нотипных элементов поясов определяют по формулам:
O.fyaZi . 0,5qal2
l + (4/G)2 : 2"1+W
(6.31)
— 126 —
где q — расчетная равномерно распределенная нагрузка; а —рассто-
яние между поясами структуры; Л, 4 — пролеты структуры.
Предварительным напряжением можно снизить рас-
четные усилия в поясах на 20—25 %, получить экономию
металла 4—6 % и унифицировать сечения стержней.
Дальнейшие исследования показали, что создавать
предварительное напряжение в элементах структурных
конструкций можно не только при прямоугольном конту-
ре их опирания, но и при других (круглом, овальном, тре-
угольном и т. п.) контурах. Предварительное напряже-
ние структурных конструкций методом изменения отме-
ток опор можно осуществить при жестком соединении
стержней в узлах, (сварные узлы, узлы типа «Меро»
и т. п.). При узлах, допускающих некоторое перемеще-
ние стержней, получить требуемую начальную кривизну
поверхности конструкции вследствие изменения уровня
опор нельзя.
Весьма эффективен способ создания предварительно-
го напряжения в структурных конструкциях — подкреп-
ление их шпренгельными системами с заданным усили-
ем в затяжках. Постановкой двух шпренгельных систем
в диагональных направлениях квадратного в плане по-
крытия создается предварительное напряжение во всех
стержнях конструкции. Соответствующим варьировани-
ем предварительного натяжения затяжек и соотношения-
ми между жесткостями затяжек и стержней структуры
можно получить оптимальное решение с минимальным
расходом материала или стоимости в деле.
Результаты расчета и его эффективность зависят от
последовательности выполнения монтажа каркаса и на-
тяжения затяжек. Наибольший эффект достигается при
натяжении затяжек после частичного или полного на-
гружения каркаса постоянной нагрузкой. В этом случае
можно увеличить усилие предварительного напряжения
и, следовательно, в большей степени разгрузить им стер-
жни каркаса благодаря повышению усилия в затяжках.
Предварительное натяжение затяжками пространствен-
ных систем (типа структур) имеет существенные преи-
мущества перед предварительным напряжением плос-
ких систем (типа ферм). Натяжением всего лишь двух
диагонально расположенных тросов создается предва-
рительное напряжение во всех стержнях системы, стои-
мость работ по созданию предварительного напряжения
значительно ниже, чем в покрытии с плоскими фермами,
— 127 —
Рис. 6.12. Предварительно напряженное структурное покрытие над
трибунами, г, Сплит (СФРЮ)
снижается расход более дорогого материала на затяжки.
Введение в конструкцию предварительно напряжен-
ных шпренгелей повышает жесткость покрытия и позво-
ляет снизить высоту структурной плиты. Так же, как в не-
разрезных балках, в системах перекрестных балок
и структур можно создавать комбинированное предвари-
тельное напряжение изменением уровня опор и постанов-
кой затяжек. Эффективна постановка горизонтальных
затяжек вдоль наиболее напряженных поясов.
6.4.2. Примеры предварительно напряженных струк-
турных конструкций. Стальная решетчатая оболочка по-
крытия уникальной структурной конструкции — покры-
тия над трибунами стадиона в г. Сплите (СФРЮ) (рис.
6.12) имеет цилиндрическую поверхность. Пролет обо-
лочки 200 м, конструктивная высота 2,3 м. Оболочка об-
разована из стержней и труб длиной 3 м; наиболее мощ-
ный стержень имеет диаметр 267 мм и толщину стенки
17,5 мм, наибольший диаметр соединительного болта
в узлах типа «Меро» 64 мм.
Для снижения усилий в стержнях использовано регу-
лирование вертикальных отметок опирания криволиней-
ного контура оболочки. Максимальное усилие в стержнях
определялось несущей способностью соединительного
болта в узле, диаметр которого лимитирует усилие
в стержне. Закон изменения отметок опирания контура
найден методом последовательного приближения.
Здание торгового центра в г. Волжском (рис. 6.13)
перекрыто плоской структурной плитой, предварительно
напряженной двумя шпренгельными системами, располо-
женными по диагоналям квадратного плана [9]. Каркас
выполнен из стержней трубчатого сечения с соединением
их в узлах на ванной сварке. Высота структурного по-
крытия 2 м, размер ячейки в плане 3 м.
Усилие предварительного напряжения в шпренгеле
определялось как разность между оптимальным усилием
— 128 —
а)
10,0 5)
Рис. 6.13. Предварительно на-
пряженное структурное покры-
тие торгового центра в г. Волж-
ском
6
а “-план; б — разрез; в —- фраг-
мент структуры в плане
и усилием самонапряжения. За оптимальное принима-
лось усилие в шпренгеле, при котором усилия в поясах
существенно снижались и достигали примерно одинако-
вых значений в период эксплуатации и на стадии пред-
варительного напряжения. Натяжение затяжек произ-
водилось раздвижкой стоек шпренгеля и осуществлялось
после монтажа прогонов, настила и кровли. Распор от
затяжки передавался на нижнюю поясную сетку, кото-
рая усиливалась специальными диагональными элемен-
тами. Затяжка выполнялась из пакета высокопрочных
полос (сталь класса С 52/40). Применение предваритель-
ного напряжения снизило расход металла на структур-
ное покрытие и способствовало большей унификации
стержней. Снижение высоты покрытия до 2 м сократило
площадь стенового ограждения и объем здания, а сле-
довательно, и эксплуатационные расходы на отопление
и вентиляцию.
6.5. РАМНЫЕ КОНСТРУКЦИИ
6.5.1. Конструктивные схемы и способы создания
предварительного напряжения. В рамных конструкциях
можно применять предварительное напряжение натяже-
нием затяжек, смещением опор, а также одновременно
обоими способами. Рамные конструкции часто перекры-
вают большие пролеты и имеют значительную постоян-
ную нагрузку. При этих условиях предварительное на-
пряжение может быть особенно эффективным.
На рис. 6.14 показаны различные схемы однопролет-
ных рам, предварительно напряженных затяжками,
и эпюры моментов, возникающие от предварительного
напряжения. При постановке затяжки на уровне опор
рам можно получить разгрузку ригеля рамы (рис.
9—799 — 129 —
Рис. 6.14. Однопролетные ра-
мы, предварительно напряжен-
ные затяжками, и эпюры мо-
ментов от предварительного на-
пряжения
— 130 —
6.14,а ). Натяжение затяжки действует так же, как сила
распора при загружении ригеля. Затяжку часто ставят
при слабых грунтах, чтобы облегчить работу фундамен-
тов; дополнительным искусственным ее натяжением мож-
но усилить эффект распора.
Однако усилие в затяжке, разгружая ригель в про-
лете, увеличивает моменты в узлах рамы и, следователь-
но, требует усиления стоек рамы. Потому применение
этого способа предварительного напряжения целесооб-
разно при больших пролетах и малых высотах, когда ос-
новная масса металла идет на ригель. На рис. 6.14,6
показана возможность разгрузки ригеля в пролете и сто-
ек натяжением вертикальных тяг, прикрепленных к внеш-
ним узлам рамы. Обычно в плоскости вертикальных тяг
размещается стена; подвешивая ее к тягам, можно уст-
ранить необходимость устройства под стеной фундамен-
та и создать натяжение тяги массой стены.
При вспарушенном ригеле рамы (рис. 6.14, в) гори-
зонтальной затяжкой, закрепленной в узлах сопряжения
ригеля со стойками, можно натяжением затяжки полу-
чить эпюру моментов, разгружающую как ригель, так
и стойки. Однако в этом случае натяжение в затяжке
должно быть значительным. На рис. 6.14, г, д показана
возможность сложным очертанием затяжки при соответ-
ствующей схеме рамы получить одновременную раз-
грузку ригеля и стойки. В этих схемах натяжные устрой-
ства размещены на уровне земли, что удобно. Недоста-
ток способа — потеря усилия натяжения от трения
в местах перегиба затяжки и усложнение конструкции
узлов рамы в этих местах.
Может оказаться целесообразным создавать предва-
рительное напряжение только в ригеле рамы (рис.
6.14,е,ж). В этих случаях лучше создавать предвари-
тельное напряжение ригеля снизу и затем ставить его на
заранее поставленные стойки. При натяжении ригеля
в проектное положение узел сопряжения ригеля со стой-
кой должен быть шарнирным, после натяжения затяж-
ки его надо замыкать. На рис. 6.14 показаны решетчатые
рамы; те же приемы предварительного напряжения мо-
гут быть и в рамах со сплошными ригелями и стойками.
Значительного эффекта в разгрузке ригеля можно
достичь, предварительно напрягая консольно-рамную си-
стему вертикальными или наклонными тяжами (рис.
6.15). Наклонные тяжи прикрепляют к фундаментам
9* - 131 —
Рис. 6.15. Предварительное на-
пряжение в консольно-рамных
системах
Рис. 6.16. Предварительное на-
пряжение затяжками в двух-
пролетных рамах
1 — затяжка; 2 — вставка из высо-
копрочной стали
Рис. 6.17. Предварительное на-
пряжение рам смещением опор
стойки рамы и тем самым облегчают их. Натяжение тя-
жей можно создать без силовых приспособлений вре-
менным пригрузом консолей во время монтажа со сня-
тием его после закрепления тяжей. Усилие натяжения
в вертикальных тяжах можно частично или полностью
создать массой стены. Схемы предварительного напря-
жения, показанные на рис. 6.14 и 6.15, разгружают в ос-
новном ригель и могут быть эффективны при больших
пролетах и значительных вертикальных нагрузках. В ра-
мах с высокими стойками и большими горизонтальными
нагрузками рассмотренные схемы не могут быть эффек-
тивными. В рамах с двумя пролетами и больше также
— 132 —
можно уменьшить расход металла на ригель предвари-
тельным напряжением затяжками (рис. 6.16).
Натяжением затяжек, размещаемых на уровне опор,
можно увеличить эффект от распора и разгрузить ри-
гель (рис. 6.16, а). Постановкой горизонтальных затяжек
в пролете и над опорой можно снизить расчетные момен-
ты в ригеле (рис. 6.16,6). Как и в неразрезных балках,
можно сильно разгрузить ригель в пролете, поставив за-
тяжку над опорой совместно с усилением опорного сече-
ния ригеля (рис. 6.16, в). Если по архитектурным и экс-
плуатационным условиям можно промежуточные опоры
рамы выполнять из двух наклонных стоек с расположен-
ной между ними вертикальной затяжкой (рис. 6.16, г), то
натяжение затяжки создает разгружающие моменты в ри-
геле и может быть уравновешено на фундаменте собст-
венным весом конструкции.
В рамах, как и в неразрезных балках, можно смеще-
нием опор регулировать распределение моментов в риге-
лях и стойках, чтобы снизить расчетные усилия.
В однопролетных рамах смещением опор стоек в го-
ризонтальном направлении внутрь рамы можно полу-
чить дополнительный распор, который создает эпюру
моментов, разгружающую ригель (рис. 6.17,а). Воздей-
ствие этого смещения опор аналогично натяжению за-
тяжки, расположенной на уровне опор (см. рис. 6.14, а).
Смещение опор проще и дешевле, так как не требует до-
полнительного материала и труда на изготовление за-
тяжки. Однако дополнительный распор передается на
фундамент и потребует его усиления, что при слабых
грунтах может оказаться невыгодным. При скальных
и других прочных основаниях предварительное напряже-
ние рам смещением опор рентабельнее, чем создание
предварительного напряжения затяжкой. В многопро-
летных рамах можно регулировать моменты в ригеле
вертикальным перемещением опор стоек. Смещением
средней опоры двухпролетной рамы вниз уменьшается
момент в ригеле на опоре, что при ригеле постоянного
сечения может оказаться выгодным. Смещением средней
опоры вверх разгружается ригель в пролете и увеличи-
вается момент в ригеле на средней опоре (рис. 6.17,6),
что при усилении сечения ригеля над средней опорой
благодаря облегчению ригеля в пролете также может
дать экономию материала.
6.5.2. Примеры проектирования и исследования. Ис-
— 133 -
следована эффективность предварительного напряжения
однопролетной рамы со сплошным сечением ригеля и сто-
ек. Рассмотрено два вида предварительного напряже-
ния: затяжкой ригеля рамы и горизонтальным смещени-
ем опоры всей рамы. Предварительное напряжение со-
здается горизонтальной затяжкой в монтажном элементе,
вставляемом в среднюю часть ригеля. Горизонтальная за-
тяжка расположена в средней части монтажного эле-
мента (рис. 6.18). Предварительное напряжение затяж-
ки может производиться на заводе и на монтажной пло-
щадке при укрупнительной сборке. Предварительно
напряженный элемент ригеля соединяется на монтаже
с Г-образными крайними элементами рамы двутаврового
симметричного сечения, постоянного по всей длине, без
предварительного напряжения. Элемент ригеля имеет не-
симметричное двутавровое сечение и рассчитывается как
внецентренно сжатый стержень. При статическом рас-
чете предварительно напряженной рамы момент инерции
монтажного элемента ригеля с затяжкой заменялся
эквивалентным моментом инерции сжато-изогнутого
стержня без затяжки, для которого взаимный поворот
опорных сечений равен взаимному повороту опорных се-
чений стержня с затяжкой [1].
Анализ показал, что в предварительно напряженных
рамах пролетом 30—60 м можно получить экономию ста-
ли 11—17%. С увеличением высоты рамы экономия
уменьшается и при /7=0,5 L применение предваритель-
ного напряжения становится неэффективным. Процент
экономии материала в бесшарнирных рамах выше, чем
в двухшарнирных.
При предварительном напряжении рамы горизон-
тальным смещением стоек внутрь пролета на фундамен-
ты передается дополнительный распор, разгружающий
ригель, но дополнительно нагружающий стойки и фун-
дамент. Средняя разгружаемая часть пролета ригеля
проектируется в виде отдельного монтажного элемента,
имеющего отличное от крайних Г-образных элементов ра-
мы сечение. Г-образные элементы рамы рассчитываются
на моменты Afi2==Afn, а средняя часть ригеля рассчиты-
вается на момент ЛГ2 (рис. 6.19) . Из расчета рамы на
действие равномерно распределенной нагрузки и гори-
зонтального смещения опоры (рис. 6.19) получены фор-
мулы для определения расчетных усилий:
распор
— 134 —
Рис. 6.18. Рама с мои--
тажным элементом риге-
ля, предварительно на-
пряженным затяжкой
Рис. 6.19. Эпюра момен-
тов в раме, предвари-
тельно напрягаемой сме-
щением опоры стойки
н =Н - 1М1 - 40а (2 + 40 + 4> (3 + 4’2)1
А в 8Н fe2 4- 3ki (1 — 1)0 + 31)?]
.___________ЗВ J2 Ао________
+ Z,№[*x*34-3Ai (I — ;
изгибающий момент и нормальная сила:
м _ № 1М1 - (2 + 40 + 4> (3 - Ч?2)]
1 8 [^Аа + 3^(1 -1|?) + 31)?] Ф
. _______3EJ2 Ао__________ *
+ LH )йх k2 + ЗАх (1 — 4?) + 34?] ’
Л1П = Л112 = (Я - 0,5/ц) НА;
М2 = мо — Ml, Nt = gL/2; N2 = HA-
где hi—высота поперечного сечения Г-образной части рамы; ki=
^гИг, k2=2H/L; M0 = qL'2/8.
Анализ показал, что значение параметра ф, определя-
ющего длину вставки ригеля, колеблется в пределах
0,85—0,4 в зависимости от значений L, Н и До. Предва-
рительное напряжение рам смещением опор целесообраз-
но применять для рам с относительно небольшой высо-
той Н— (0,2...0,25) L, при этом экономия металла может
составить 8—12%. При £=30 м рекомендуется До =
= 7,5 см, при £=42 м — До = 1О см, при £ = 60 м —
До=15 см.
На рис. 6.20 показаны различные схемы рамных ре-
шетчатых конструкций, характеризующие многообраз-
ность решений. Большинство из них спроектировано под
руководством Б. А. Сперанского [20]. На рис. 6.20, а каж-
дый отдельный отправочный элемент стержня нижнего
пояса ригеля рамы, работающий на растяжение, пред-
варительно напряжен затяжкой. Преднапряжение вы-
полняется на заводе при изготовлении стержня.
Предварительное напряжение ригеля двухпролетной
рамы конвейерной экстакады (рис. 6.20, б) дало эконо-
мию стали 15 % и стоимости 10 % по сравнению с пока-
зателями ненапряженной рамы. Предварительное напря-
жение осуществлялось затяжками, размещенными в зо-
нах наибольших изгибающих моментов в поясах ригеля.
Натяжением наклонных подвесок, расположенных над
опорами в многопролетной конструкции (рис. 6.20, в)
фермы получили в пролете разгружающее усилие. Этот
прием предварительного напряжения может облегчить
фермы покрытия на 15—20 %.
(6.32)
' (6.33)
— 136 —
На рис. 6.20, а показан поперечный разрез здания вы-
ставочного павильона в Сокольниках (Москва). Основ-
ной несущей конструкцией покрытия является рама с
наклонными стойками, что уменьшает пролет ригеля и со-
здает у него наружные консоли. При натяжении консо-
лей двумя наклонными тяжами в ригеле рамы возникает
предварительное напряжение, разгружающее ригель
в пролете, в результате увеличения опорного момента.
При постоянном сечении ригеля моменты на опорах и в
пролете выравниваются. Растянутые тяжи обеспечивают
жесткость конструкции в продольном направлении, за-
меняя вертикальные связи.
В универсальном промышленном здании (рис. 6.20, д)
использована та же идея разгрузки ригеля в пролете
натяжением затяжками консолей. В данном случае стой-
ки рамы, выполненные из железобетона, поставлены вер-
тикально, затяжки из стальных канатов размещаются
в плоскости стены, вес которой через затяжку передает-
ся на консоли. Ригель рамы спроектирован из алюминие-
вого сплава марки Д16-Т. Шаг рам 24 м. Использование
предварительного напряжения позволило значительно
облегчить массу ригеля.
В перекрытии малой спортивной арены на Централь-
ном стадионе в Свердловске предварительное напряже-
ние стальных решетчатых ригелей создается одной гори-
зонтальной и двумя наклонными затяжками (рис.
6.20,ж). Предварительное напряжение позволило сэко-
номить 23 % металла.
В проекте горы разгона лыжного трамплина (рис.
6.20, е) для разгрузки основного пролета также исполь-
зовано натяжение затяжкой консоли. Пролетное
строение горы разгона образовано трехгранной фермой
с трубчатыми поясами, наклонная опора плоская с пред-
варительно напряженными стержневыми перекрестными
раскосами.
Комплексное предварительное напряжение конструк-
ций покрытия применено в проекте сборочного цеха с
верхнеподвесным транспортом (рис. 6.21,6). Главные
рамы пролетом 60 м шарнирно опираются на железобе-
тонные колонны. Ригель и колонны объединены в жест-
кую раму стальной затяжкой ломаного очертания. За-
тяжка натягивается и вызывает разгружающие усилия
в ригеле (рис. 6.22, а). На рамы, поставленные с шагом
24 м, опираются фермы, идущие в продольном направ-
— 137 —
Рис. 6.21. Варианты покрытия авиасборочного цеха
а — без предварительного напряжения; б — с предварительным напряжением
лении. Фермы спроектированы неразрезными и также
имеют предварительное напряжение, осуществляемое
наклонными тягами, расположенными в фонарной кон-
струкции (рис. 6.22,6). На продольные фермы, постав-
ленные с шагом 12 м, опираются неразрезные попереч-
- 138 -
Рис. 6.22. Комбинированная предварительно напряженная попереч-
ная рама авиасборочного цеха
а—б — конструкция в поперечном и продольном разрезах; в — узлы рамы
ные фермы. Ригель рамы и фермы спроектированы из
алюминиевых сплавов. Затяжки рам — из двух стальных
канатов диаметром 55 мм, тяги продольных ферм из
стальных стержней с фаркопфами для натяжения. Каж-
дый канат натягивается с земли тянущими домкратами
силой 500 кН.
В проекте реализовано несколько рациональных идей:
сжатый стержень колонны спроектирован из железобето-
на, элементы покрытия из легкого алюминиевого сплава,
затяжки из высокопрочной стали. Включение в работу
конструкций из алюминиевого сплава стальных затяжек
увеличивает жесткость конструкции, снижает в них рас-
четные усилия и частично заменяет дорогой алюминие-
вый сплав более дешевой сталью. В другом варианте
конструкции ригеля и фермы спроектированы из стали
— 139 —
при тех же конструктивной схеме покрытия и способе
предварительного напряжения.
Технико-экономические показатели проектных вари-
антов с предварительно напряженными конструкциями
сравнивались с показателями аналогичной конструкции
без предварительного напряжения, применяемой в стро-
ительстве (см. рис. 6.21, а). Как и следовало ожидать,
наиболее эффективным оказалось предварительное на-
пряжение в конструкции из алюминиевого сплава. Рас-
ход алюминия уменьшился на 31 %, общая масса ригеля
снизилась на 12 %.
В варианте из стали усилие в стержнях нижнего по-
яса ригеля рамы снизилось в 2—3 раза, в верхнем поя-
се — на 35 % и в решетке — на 35—40 %. Масса риге-
ля уменьшалась на 23%. Предварительное напряжение
продольных ферм снизило расход стали и их стоимость
на 18%. В варианте из стали приняты обычные сечения
стержней. В варианте из алюминиевого сплава стержни
спроектированы из прессованных профилей. Конструкция
узлов с креплением затяжки показана на рис. 6.22, в.
Интересные технико-экономические показатели полу-
чены в опытном проектировании решетчатых рам проле-
том 96 м, выполняемых с применением разных способов
предварительного напряжения. Проектирование выпол-
нялось в МИСИ им. В. В. Куйбышева под руководством
Г. С. Веденикова.
В первой работе поперечная двухшарнирная рама
авиасборочного цеха, спроектированная без предвари-
тельного напряжения (рис. 6.23, а), сравнивалась с ра-
мой, предварительно напрягаемой затяжкой (рис. 6.23, б)
и с комбинированной рамой, состоящей из защемлен-
ных в фундаменте железобетонных колонн и предвари-
тельно напряженного затяжками ригеля, шарнирно опи-
рающегося на колонны (рис. 6.23, е). Шаг рам 24 м.
Стальные конструкции спроектированы из стали марки
СтЗ, колонны из бетона класса ВЗО, фундаменты — из
бетона класса В15, затяжки из стальных канатов с вре-
менным сопротивлением проволоки 1900 МПа. Затяжки
рамы состоят из четырех канатов диаметром по 65 мм,
затяжки ферм — из четырех канатов диаметром по
50,5 мм.
Предварительное натяжение затяжки снизило расход
металла и стоимость всего на 4—5 %. Облегчение ригеля
погасилось утяжелением опор, которые имеют достаточ-
— 140 -
Рис. 6.23. Рамы покрытия авиа-
сборочного цеха
Рис. 6.24. Конструктивные схемы рам
а—г — варианты
но большую высоту. Вариант с предварительно напря-
женной фермой оказался весьма эффективным: получе-
на экономия стали на 42 %, стоимость снижена на
36,6%. Ферма оказалась на 38 % легче ригеля рамы
первого варианта. Столь значительная экономия полу-
чена в результате применения предварительного напря-
жения и замены металлических опор рамы железобетон-
ными. Такая замена эффективна лишь при применении
в ригеле предварительного напряжения, которое обеспе-
чивает ему необходимую жесткость и малую металлоем-
кость без разгружающих опорных моментов рамы. Этот
пример показывает, что при применении предваритель-
— 141 —
ного напряжения надо искать новые, рациональные ком-
поновочно-конструктивные решения.
Во второй работе рассматривались варианты пред-
варительного напряжения рамы механосборочного цеха
с подвесными кран-балками грузоподъемностью 15 т. Шаг
рам 24 м. За эталон принималась двухшарнирная решет-
чатая рама (рис. 6.24, а). Предварительное напряжение
осуществлялось затяжкой на уровне шарнирных опор
(рис. 6.23,6), затяжкой с изменением конструкции опор
(рис. 6.23, в) и горизонтальным смещением опор (рис.
6.24, г). Сравнительные показатели вариантов приведе-
ны в табл. 6.2. Лучшие показатели в варианте 3: 16,4 %
экономии металла и 12,5 % — стоимости (рис. 6.24,0).
В варианте 2 (конструктивная схема его такая же,
как и в первом варианте) предварительное напряжение
затяжкой не дало экономии ни в расходе стали, ни в сто-
имости. Здесь облегчение ригеля погасилось утяжелением
стоек и фундаментов (из-за увеличения распоров). В ва-
рианте 4 получена экономия стали на 15 % и стоимости
на 5 %. Здесь весь распор (от нагрузки и принудитель-
ного смещения опоры) воспринимает фундамент, что при-
мерно в 2,5 раза увеличило объем бетона.
Таблица 6.2. Сравнение вариантов рам по стоимости и расходу стали
№ варианта Стоимость рамы, тыс. руб. Предваритель- но напряжен- ная затяжка Фундаменты (на одну раму) Общая стои- мость рамы с фундаментами | Расход стали, %
масса, т СП hS о § <и , о чю F- Ф >» и Ч а расход бето- на, м3 1 стоимость, тыс. руб. тыс. руб. %
1 28,4 - 118 2,17 ,1 30,57 100 100
2 28,3 4 Г, 27 120 2,2 31,77 104 101
3 23,25 4 1,27 92,4 1,7 26,22 87,5 83,6
4 24,1 — — 268 4,9 29,03 95 85
Интересное решение с использованием предваритель-
ного напряжения было применено в павильоне транспор-
та на Международной выставке в Брюсселе (1958 г.).
Поперечная рама каркаса образована двумя стойками,
шарнирно соединяющимися с фундаментом и ригелем
(рис. 6.25). Поперечная и продольная жесткость карка-
са обеспечивается гибкими предварительно напряженны-
— 142 —
Рис. 6.25. Каркас павильона транспорта в Брюсселе (Бельгия)
1 — преднапряженный стержень; 2 — муфта; 3— стойка; 4 — ферма; 5—про-
гоны
ми стержнями. Два наклонных стержня, соединяющие
стойки с ригелем, создают жесткую в поперечном направ-
лении конструкцию. По продольному ряду колонн жест-
кость обеспечивается крестовыми связями. Без предва-
рительного напряжения гибких подкосов поперечной
рамы они не могли бы работать на сжатие, и жесткость
рамы не была бы обеспечена. Ригель рамы и решетчатые
прогоны кровли выполнены из алюминиевого сплава.
Стойки из труб усилены приваренными с трех сторон
тавровыми профилями переменного сечения. Связи вы-
полнены из трех высокопрочных проволок диаметром
7 мм.
6.6. АРОЧНЫЕ КОНСТРУКЦИИ
Арки — распорные конструкции. Усилие распора со-
здает в конструкции момент, обратный моменту от на-
грузки, и тем самым разгружающий ее. Распор от дей-
ствия нагрузки воспринимается опорами или затяжкой.
Увеличить распор можно, как и в рамных конструкциях,
предварительным напряжением затяжки или смещени-
ем опор в горизонтальном направлении. Целесообраз-
ность увеличения распора зависит от очертания арки
и вида нагрузки.
— из —
Рис. 6.26. Арка с предварительно натянутыми гибкими элементами
/ — арка; 2 — гибкий элемент (затяжки)
В Одесском инженерно-строительном институте раз-
рабатывались арки, усиленные предварительно напря-
женными стержнями из гибких элементов (струнами)
(рис. 6.26). Впервые идея создания такой конструкции
была осуществлена В. Г. Шуховым в перекрытии ГУМа
в Москве (схема I). По схеме II в ЦНИИпроектсталь-
конструкции разработано перекрытие стадиона Динамо
в Москве пролетом 180 м.
— 144
Предварительно напряженные струны воспринимают
растягивающие и сжимающие усилия, увеличивают ус-
тойчивость и жесткость арки и позволяют значительно
облегчить ее сечение. Особенно существенно повышение
жесткости арки при односторонней нагрузке.
Анализ показал, что рациональной по затрате метал-
ла и простой в конструктивном отношении является схе-
ма III с точкой схода затяжек по середине пролета. Ме-
тод расчета и оптимальные параметры этой системы раз-
работаны П. М. Сингаевским (ОИСИ).
Интересную схему предварительно напряженной ар-
ки предложил А. А. Воеводин. Арка треугольного сече-
ния имеет гибкий верхний пояс, присоединяемый к ней
жесткими стойками. Предварительное напряжение гиб-
кого пояса может осуществляться перемещением опор
арок внутрь или натяжением затяжки. Предварительным
натяжением можно в гибком поясе создать растягиваю-
щее усилие больше возможного сжимающего усилия от
нагрузки. Жесткость арки значительно увеличивается,
что особенно важно при односторонней нагрузке.
В ЦНИИпроектстальконструкции разработана облег-
ченная предварительно напряженная плита покрытия
размером 2X3 м в виде арки с затяжкой. Плита состоит
из верхнего гладкого листа, уложенного на профилиро-
ванный настил. Профилированный настил укладывается
на три арки с затяжками. Сечение арок спроектировано
из таврового профиля, затяжка — из стержня диаметром
22 мм. Натяжением затяжки арка выгибается вверх и в
верхнем листе возникает растяжение, превышающее сжа-
тие от эксплуатационной нагрузки, что дает возможность
включить лист в рабочее сечение арки.
ГЛАВА 7. ПРЕДВАРИТЕЛЬНО
НАПРЯЖЕННЫЕ ЛИСТОВЫЕ КОНСТРУКЦИИ
7.1. КОНСТРУКТИВНЫЕ РЕШЕНИЯ
И ОБЛАСТЬ ПРИМЕНЕНИЯ
Конструкции в виде сплошных цилиндрических обо-
лочек — резервуары, газгольдеры, трубопроводы и агре-
гаты химической и металлургической промышленности—
могут быть предварительно напряжены непрерывной на-
10—799
— 145 —
5)
Рис. 7.1. Предварительно на-
пряженные листовые конструк"
ции
а —труба; б —сосуд; в — резерву-
ар; 1 — оболочка; 2 — обмотка
вивкой на оболочку высокопрочной проволоки или ленты
(рис. 7.1). Такие оболочки работают в основном на вы-
сокое внутреннее давление. Проволока навивается с за-
данным усилием, при этом оболочка получает предвари-
тельное сжатие, а проволока — растяжение. Под дей-
ствием внутреннего давления они работают совместно
с полным использованием несущей способности проволо-
ки и оболочки.
Предварительное напряжение позволяет снизить ме-
таллоемкость и стоимость конструкции, а в ряде случаев
и трудоемкость. Снижение расхода металла получа-
ется благодаря введению в работу высокопрочной обмот-
ки. Снизить трудоемкость можно, уменьшив толщину сте-
нок оболочки, что упрощает заготовку и сварку листов.
В некоторых случаях применение толстых листов требу-
ет сложных операций по ковке или горячей штамповке
их. Обмотка оболочек производится на стационарных
обмоточных машинах. Вертикальные цилиндрические ре-
зервуары большой вместимостью (более 30 000 м3) мож-
но обмотать проволокой только в нижней части (рис.
7.1, а), что также позволяет снизить толщину листов
и облегчить изготовление стенки резервуара рулонным
способом. Обмотка может производиться механизмами,
аналогичными тем, которые применяют для обмотки же-
лезобетонных резервуаров.
- 146 —
&ot
&07
Рис. 7.2. К расчету оболочки,
предварительно напряженной
обмотки
а —диаграмма работы; б — расчетная схема при отсутствии внутреннего дав-
ления; в— расчетная схема при действии внутреннего давления; / — оболочка
в кольцевом направлении; 2 — обмотка
7.2. РАБОТА И РАСЧЕТ
ПРЕДВАРИТЕЛЬНО НАПРЯЖЕННЫХ
ЦИЛИНДРИЧЕСКИХ ОБОЛОЧЕК
Работа предварительно напряженных оболочек, ис-
пытывающих внутреннее давление, аналогична работе
предварительно напряженного стержня, работающего на
растяжение (см. гл. 2, п. 3). Однако оболочки испытыва-
ют двухосное напряженное состояние. Основное напря-
жение :— кольцевое, возникает от внутреннего давления
на стенки оболочки (рис. 7.2). Напряжение в продольном
направлении (меридиональное) возникает от давления,
действующего на торцевые стенки (днище) сосуда. Коль-
цевые усилия воспринимаются оболочкой совместно с об-
моткой, а продольные усилия только оболочкой. Решая
совместно уравнения, описывающие условия равновесия
кольца (единичной ширины, вырезанного из оболочки,
предварительно напряженной обмоткой) и условия ра-
венства кольцевых деформаций оболочки и обмотки,
можно получить расчетные формулы [2].
При действии предварительного напряжения (внут-
реннее давление отсутствует) (рис. 7.2, б)
ао1^ + ао2^= 0- (7.1)
При действии внутреннего давления (рис. 7.2, в)
рг = /1-р- ст2/2. (7.2)
Условие равновесия усилий в продольном направле-
нии от действия давления на торцевые стенки сосудов
<Jz-= pr/2tt. (7.3)
10* — 147 —
Условие равенства кольцевых деформаций оболочки
и обмотки
1 1
— К— «ох + «1) - H«J = ~- («2 - о02); (7.4)
£1 £2
в уравнениях (7.1) — (7.4): t\ — толщина оболочки; t2=A/u — при-
веденная толщина обмотки, где А — площадь поперечного сечения
проволоки; и — шаг витка проволоки; г — радиус оболочки; Еь Е? —
модули упругости материалов оболочки и обмотки; ц — коэффици-
ент Пуассона материала оболочки; р — внутреннее давление; <tOi,
Стог — кольцевые предварительные напряжения в оболочке (сжатие)
и обмотке (растяжение); щ, <т2 — кольцевые напряжения в оболочке
и обмотке при загружении; ог — продольные напряжения от внут-
реннего давления.
Решая совместно уравнения (7.1) — (7.4), получаем
формулы для определения напряжений в оболочке и об-
мотке
pr (1 -j- p.m/2/2/i)
трг{\ — р/2)
/1 + mt2 t2
(7-5)
(7.6)
где m=E2/Ei.
В формулах (7.5) и (7.6) величины, взятые в скобки,
учитывают влияние продольных напряжений az. Анализ
показал, что учет продольных напряжений приводит к не-
значительному увеличению толщины оболочки и умень-
шению толщины обмотки — погрешность в определении
напряжений не превышает 4—5%. Если принять ог=0,
то
РГ
Qj —
/1 + т^ч
трг
о» = -----------
/i 4~ mt 2
Е «01 •
_ 21
— «01 ,
'2
(7.7)
(7-8)
Исходя из уравнений (7.7) и (7.8), пренебрегая влия-
нием oz и задаваясь напряженным состоянием элементов
конструкции при рабочем давлении р таким образом,
что кольцевые напряжения в оболочке будут равны Ri,
а напряжения в обмотке R2, получаем расчетные фор-
мулы для определения требуемой толщины оболочки
и обмотки:
Z = («01^1+ 1)
1 Я1 (<Wfli + W-"0’ }
t = -PL (7 |П1
2 *1 («ох/Я1 + 1) (k- т) ’ . ( ’ 0)
— 148 —
Рис. 7.3. Эффективность применения предварительного напряжения
в оболочках
а — по массе металла; б — по стоимости, т = \—стальная оболочка; zn=3 —
алюминиевая оболочка
где k = R.2/R.\ — отношение расчетного сопротивления материала об-
мотки к расчетному сопротивлению материала оболочки.
Сравнивая формулы (7.9) и (7.10) с формулами
(2.5) и (2.6), полученными для растянутого стержня,
можно установить, что работа тонкостенного цилиндра,
предварительно напряженного обмоткой, аналогична ра-
боте растянутого стержня, предварительно напряженно-
го затяжкой, с сохранением всех выявленных при ана-
лизе работы растянутого стержня закономерностей (см.
гл. 2).
Применяя цилиндрические оболочки, предварительно
напряженные высокопрочной проволокой или лентой,
можно снизить расход материала примерно на 50 % (рис.
7.3, а) и стоимость стальных оболочек на 40 % (рис.
7.3, б).
В оболочках из алюминиевого сплава эффективность
предварительного напряжения стальной проволокой вы-
ше, причем процент снижения стоимости получается боль-
ше, чем процент снижения массы металла (рис. 7.3,6).
Это объясняется более низким модулем упругости и бо-
лее высокой стоимостью алюминия по сравнению со
сталью.
7.3. ПРОВЕРКА УСТОЙЧИВОСТИ ОБОЛОЧКИ
Предварительно напряженная оболочка при отсутст-
вии внутреннего давления испытывает радиальные сжи-
- 149 —
Рис. 7.4, Формы потери устой-
чивости цилиндрической обо-
лочки
а — без предварительного напря-
жения под действием внешнего
гидростатического давления; б — с
предварительным напряжением об-
моткой; 1 — недеформированный
контур; 2—4 — формы деформации
мающие напряжения, которые при достижении критиче-
ского значения приведут к потере устойчивости оболочки
(рис. 7.4). Обмотка сдерживает деформации оболочки
и критические напряжения оболочки от обжатия ее об-
моткой выше, чем критические напряжения при внешнем
гидростатическом давлении на оболочку (рис. 7.4, а),
и форма деформации при потере устойчивости также дру-
гая (рис. 7.4, б).
Радиальные перемещения оболочки стеснены обмот-
кой, которая препятствует ее деформированию, и тем са-
мым повышается устойчивость оболочки. Если кольцевое
сечение оболочки начинает искривляться, принимая фор-
му эллипса, нагрузка от натяжения нити станет возрас-
тать там, где будет увеличиваться кривизна и, наоборот,
уменьшаться там, где кривизна уменьшается. Разность
нагрузки восстановит круговую форму кольца [2]. Чтобы
произошла потеря устойчивости оболочки и круговая
форма кольца не восстановилась, необходимо дать коль-
цу некоторое местное искривление, т. е. чтобы на некото-
ром участке кольцо отделилось от нити (см. рис. 7.4,6).
Такое искривление может быть при наличии начальных
вмятин оболочки, неровностей поверхности и других де-
фектов.
Задача определения критического напряжения в обо-
лочке, обжатой обмоткой, решалась многими учеными.
Рассматривалось кольцо, нагруженное одним витком на-
тянутой проволоки. На основе такого приближенного
подхода различными методами получено несколько ре-
шений.
Близкие по значению критические напряжения полу-
чены в формулах Ч. Эймера
°кр —0,485 У у
(7.П)
— 150 —
и Э. Рамазанова
акр = 0,581/-^^2, (7.12)
г » 1 — ц2
где m=£2/£'i; ц— коэффициент Пуассона.
В этих формулах критические напряжения получены
с учетом жесткости оболочки и обмотки.
Эксперименты показали, что фактические критичес-
кие напряжения выше получаемых по формулам (7.11)
и (7.12). Однако возможные начальные несовершенства
в конструкции могут значительно снизить критические
напряжения.
7.4. ОПТИМАЛЬНЫЕ ПАРАМЕТРЫ
ПРЕДВАРИТЕЛЬНО НАПРЯЖЕННОГО ВЕРТИКАЛЬНОГО
ЦИЛИНДРИЧЕСКОГО РЕЗЕРВУАРА
Стенки вертикальных цилиндрических резервуаров
могут быть усилены предварительно напряженной об-
моткой в нижней своей части, где возникают наибольшие
радиальные усилия (см. рис. 7.1,в). Для таких резервуа-
ров найдены оптимальные параметры; высота резервуа-
ра Н, высота обмотки hH, толщина стенки резервуара t\
и приведенная толщина обмотки t2. Так как стенки ре-
зервуара и обмотка выполняются из стали разных марок
(стоимость их различна), то оптимальная высота корпу-
са должна определяться из условия минимума стоимости
резервуара.
Рассматривалась конструкция корпуса резервуара,
выполненная по схеме (рис. 7.5). Толщина стенки и при-
веденная толщина обмотки резервуара определяются
в соответствии с формулами (7.9) и (7.10):
t _ЧПНг
1 (<WSi+ J
t ,714)
2 • Titfi ’ (Оох/^+П^-т) ’
где Yi — коэффициент условий работы корпуса резервуара; У/ — ко-
эффициент перегрузки гидростатического давления; у — удельный
вес продукта в резервуаре.
Толщина стенки на уровне верха обмотки из условия
прочности
/1 = (у, у/1в /•)/(?! , (7.15)
где hB — высота стенки до обмотки.
151 —
Рис. 7.5. к определению оптимальных параметров вертикального
предварительно напряженного резервуара
а — вид на стенку резервуара; б — разрез стенки; в — распределение по высо-
те приведенной толщины обмотки при переменном шаге обмотки; г — распре-
деление приведенной толщины обмотки при постоянном шаге, принятое в рас-
чете
Откуда, подставляя из (7.13):
. fe — 'M<W#i + 1)
(о01//?1 + 1) (k-m) ’
_______k (CqiARi)________
(CToi/7?i -J— 1)(£ — т)
(7.16)
(7. 17)
Стоимость резервуара складывается из стоимости
стенки, обмотки, днища и покрытия
С = 2nr у,3 (/х ha Ci 4- /ср he Cl + — Лн с2) + Д?8 (7-18)
где —удельный вес стали; а, Сч— стоимость 1 т металла оболоч-
ки резервуара и 1 т высокопрочной проволоки; Д — суммарная тол-
щина днища и пбкрытия; /ср — средняя толщина стенки в пределах
высоты hs.
Подставляя в уравнение (7.18) значения параметров
из уравнений (7.13), (7.14), (7.16), (7.17) и обозначив
cz/ci— j после дифференцирования по Я и приравнивая
полученное значение нулю, получаем наивыгоднейшую
высоту резервуара с предварительно напряженным кор-
пусом
-1 Г ?! 7?1 А 1
V Y/Y ло '
(7-19)
- 152 —
где
_ 2[fe —m(a+ О] [fe(«+P) —l)] + fea?/ ,
0 (k — m)2 (a -j- I)2
P=°rcp/^1> a=0'01//?l’>
Пер—среднее значение напряжений в пределах высоты Лв.
При отсутствии предварительного напряжения, т. е.
при а=0, получаем наивыгоднейшую высоту резервуа-
ра с переменной толщиной стенки
н 1 /7 от
//опт- у V/V 28 • (7.20)
Анализ формулы (7.19) показывает, что с ростом
предварительного напряжения и класса стали для стенок
резервуара оптимальная высота резервуара увеличива-
ется. Оптимальная высота резервуара вместимостью
свыше 30 000 м3 с обмоткой на 15—45 % больше высоты
резервуаров обычной конструкции и достигает 27 м.
В настоящее время высота резервуаров ограничива-
ется 18 м, что определяется возможностями оборудова-
ния для рулонирования конструкции и противопожар-
ными требованиями. При освоении рулонирования более
широких полотнищ и разработки эффективных средств
пожаротушения высота резервуаров может быть увели-
чена.
Применение предварительно напряженных резервуа-
ров с увеличенной высотой даст экономию не только ме-
талла и стоимости, но и позволит сократить площадь
нефтебаз.
7.5. ОПЫТНОЕ ПРОЕКТИРОВАНИЕ
На кафедре металлических конструкций МИСИ
им. В. В. Куйбышева в опытном порядке разработано не-
сколько типов резервуаров и аппаратов высокого давле-
ния, предварительно напряженных обмоткой. Совместно
с ГИАП спроектирована серия резервуаров для хранения
аммиака под расчетным давлением 2 МПа объемом 100—
8000 м3 (рис. 7.6). Конструкция резервуаров состоит из
цилиндрического корпуса, предварительно напряженно-
го высокопрочной проволокой, с полусферическими дни-
щами. Резервуары объемом до 200 м3 могут быть габа-
ритными для железнодорожных перевозок, полностью
изготовленными на заводе с выполнением обмотки на
стационарном заводском оборудовании. Резервуары боль-
— 153
Рис. 7.6. Негабаритный верти-
кальный резервуар с предвари-
тельно напряженным корпусом
для хранения аммиака под
давлением 2 МПа
Рис. 7.7. Аппарат высокого
давления
1 — тяга; 2— стальная стенка; 3 —
обмотка
ших объемов негабаритные, корпус изготовляется руло-
нированием, обмотка может производиться обмоточной
машиной типа АНМ, применяемой для обмотки железо-
бетонных резервуаров. Обмотка корпуса позволяет де-
лать толщину цилиндрической стенки резервуара и сфе-
рических днищ одинаковой. Для обмотки принята высо-
копрочная проволока диаметром 5 мм, для корпуса —
сталь разных классов прочности в зависимости от объ-
- 154 -
ема резервуара. Технико-экономический анализ показал,
что предварительно напряженные резервуары по сравне-
нию со сферическими того же объема без предваритель-
ного напряжения экономичнее по расходу стали (до
15 %) и более просты в изготовлении.
Спроектирован аппарат высокого давления высотой
15 м, диаметром 8 м и рабочим давлением 30 МПа (рис.
7.7). Из рассмотренных вариантов целесообразным ока-
зался аппарат с цилиндрическим корпусом, предвари-
тельно напряженным навивкой высокопрочной проволо-
кой, со съемной крышкой и глухим днищем, соединенны-
ми 12 тягами. Натяжение тяг обеспечивало герметичное
соединение днища и крышки с корпусом. Тяги восприни-
мают 80 % продольного усилия, разгружая корпус, а так-
же крышку и днище.
Стенка цилиндрического корпуса, спроектированная
из стали класса С 70/60 толщиной 50 мм, усилена 57 сло-
ями высокопрочной проволоки диаметром 5 мм, наматы-
ваемой с заданным натяжением. Толщина обмотки
250 мм. Предварительное напряжение в стенке при рас-
чете по разным вариантам колебалось от 266 до 475 МПа.
Общая масса аппарата 1811 т (в том числе масса высо-
копрочной проволоки 755 т). Аппарат с предварительно
напряженным корпусом оказался на 35—45 % легче дру-
гих возможных конструктивных решений. Толщина кор-
пуса без предварительного напряжения обмоткой была
бы 500 мм, что практически невыполнимо.
Чтобы выявить технико-экономические показатели,
были спроектированы вертикальные резервуары объемом
30—50 и 100 тыс. м3 с предварительно напряженной стен-
кой (рис. 7.8). Помимо экономии стали предварительное
напряжение стенки в нижних поясах резервуара дает воз-
можность при больших объемах резервуара снизить его
толщину до 16—18 мм, что позволяет выполнить стенку
методом рулонирования. Резервуары проектировались
с применением стали классов С 38/23, С 46/33 и С 60/45
с толщиной стенки не более 16 мм. При снижении тол-
щины стенки в пределах обмотки до 14—12 мм общий
расход металла на стенку значительно сокращается (с
некоторым повышением расхода металла на обмотку).
Обмотка нижних поясов стенки принята высокопрочной
проволокой диаметром 5 мм с расчетным сопротивлени-
ем 7?=950 МПа. Толщина корпуса постоянная в преде-
лах высоты обматываемой зоны, обмотка же при пере-
- 155
Рис. 7.8. Вертикальный резервуар с предварительно напряженной
стенкой
1— стенка; 2 — покрытие; 3 — понтон; 4 — обмотка; 5 — приемно-раздаточные
патрубки
ходе от нижних к верхним поясам уменьшается в диа-
метре или же делается более разреженной. Толщина
стенки резервуара выше обмотки принималась из усло-
вия ее устойчивости одинаковой в предварительно на-
пряженных резервуарах и без предварительного напря-
жения.
В табл. 7.1 приведены технико-экономические пока-
затели по стоимости предварительно напряженных резер-
вуаров по сравнению с резервуарами без предваритель-
ного напряжения. Из таблицы видно, что удельная эко-
номия повышается с увеличением объема резервуара
и становится меньше с переходом на стали более высо-
кой прочности.
Таблица 7.1. Снижение удельной стоимости, %,
предварительно напряженного рулонированного корпуса резервуара
по сравнению с однослойным корпусом
Объем резервуара, м3 Сталь класса
С 38/23 С 46/33 С 60/45
30 000 21,1 11,3* 11,2»
50 000 37,5 23,7 10,5*
100000 —— 41 18,8
* Для рулоиирования корпуса, остальные при полистовой сборке.
— 156 —
СПИСОК ЛИТЕРАТУРЫ
1. Беленя Е. И. Предварительно напряженные несущие метал-
лические конструкции. — М.: Стройиздат, 1975.
2. Беленя Е. И., Астряб С. М., Рамазанов Э. Б. Предварительно
напряженные металлические листовые конструкции. — М.: Стройиз-
дат, 1979.
3. Бирюлев В. В., Крылов И. И. О работе неразрезных двухпро-
летных предварительно напряженных стальных балок в упругоплас-
тической стадии//Изв. вузов. Сер.: Стр-во и архитектура, 1971, №9.
4. Бирюлев В. В. Металлические неразрезные конструкции с ре-
гулированием уровня опор. — М.: Стройиздат, 1984.
5. Вахуркин В. М. Предварительное напряжение стальных кон-
струкций (область применения и основные направления развития)//
Сб. тр./МИСИ им. Куйбышева. — М., 1962, № 43, Металлические
конструкции.
6. Воеводин А. А. Устойчивость предварительно напряженной
шпренгельной стойки//Труды НИИР — М., 1970, вып. 2.
7. Воеводин А. А. Предварительно напряженные системы эле-
ментов конструкций. — М.: Стройиздат, 1989.
8. Гайдаров Ю. В. Предварительно напряженные металлические
конструкции. — М.: Стройиздат, 1971.
9. Калинин А, А., Крытановский В. Н. Большепролетное метал-
лическое предварительно напряженное структурное покрытие//Про-
мышленное строительство, 1977, № 8.
10. Мельников Н. П. Современное состояние и перспективы раз-
вития предварительно напряженных металлических конструкций//
Труды III Международной конференции по предварительно напря-
женным металлическим конструкциям. — М.: 1971.
11. III Международная конференция по предварительно напря-
женным металлическим конструкциям. Доклады. Л., 1971.
12. Металлические конструкции. Справочник проектировщика. —•
2-е изд./Под ред. Н. П. Мельникова — М.: Стройиздат, 1980.
13. Металлические конструкции большепролетных покрытий/
ЦИНИС. — Сер. Стр-во и архитектура. Обзорная информация. —
М., 1979, вып. 8.
14- Металлические конструкции//Сб. тр. МИСИ им. В. В. Куйбы-
шева—М.: МИСИ, 1985.
15. Облегченные конструкции. — М.: Госстройиздат, 1963.
16. Остриков Г. М. Предварительно напряженные структурные
покрытия. — Строительная механика и расчет сооружений. — 1977.—
№ 4.
17. Пособие по проектированию стальных конструкций (к СНиП
П-23-81*). —М.: ЦИТП Госстроя СССР, 1989.
18. Рекомендации по расчету прочности стальных канатов, при-
меняемых в строительных металлических конструкциях. — М.:
ЦНИИпроектстальконструкция, 1982.
19. Руководство по применению стальных канатов и анкерных
устройств в конструкциях зданий и сооружений//НИИСК Госстроя
СССР. — М.: Стройиздат, 1978.
20. Сперанский Б. А. Решетчатые металлические предварительно
напряженные конструкции. — М.: Стройиздат, 1970.
21. Трофимович В. В., Пермяков В. А. Проектирование предна-
пряженных вантовых систем. — Киев: Буд1вельник, 1970.
22. Ференчик П., Тохачек М. Предварительно напряженные сталь-
ные конструкции: пер. с нем. — М.: Стройиздат, 1979.
— 157 —
РАЗДЕЛ II
Строительные конструкции
из алюминиевых сплавов
ГЛАВА 8. ОБЩАЯ ХАРАКТЕРИСТИКА
АЛЮМИНИЕВЫХ КОНСТРУКЦИЙ
8.1. ОСОБЕННОСТИ КОНСТРУКЦИЙ
ИЗ АЛЮМИНИЕВЫХ СПЛАВОВ
Конструкции из алюминиевых сплавов обладают об-
щими для металлических конструкций достоинствами:
индустриальностью изготовления, транспортабельно-
стью, сборностью, возможностью осуществления монта-
жа крупными блоками, разборностью, долговечностью
и надежностью в эксплуатации.
Алюминиевые конструкции наиболее легки, даже по
сравнению со стальными, поскольку отношение расчет-
ного сопротивления к плотности при одинаковой прочно-
сти сопоставляемых материалов у алюминия1 примерно
в 3 раза выше, чем у стали. Снижение собственного веса
конструкций в свою очередь:
уменьшает усилия в элементах конструкций, особен-
но большепролетных, а также подвергающихся сейсмиче-
ским воздействиям;
снижает транспортные расходы, объемы и сроки мон-
тажа;
сокращает расход энергии при эксплуатации подвиж-
ных конструкций.
Благодаря значительной антикоррозионной стойкости
алюминия, которая к тому же может быть повышена ок-
сидированием, эмалированием и другими способами, сни-
жаются эксплуатационные расходы и возрастает долго-
вечность конструкций, что особенно важно при наличии
агрессивной среды. Отличительной особенностью алюми-
1 Для краткости, здесь и далее по тексту алюминиевые сплавы
будем называть алюминием.
— 158 —
ниевых конструкций по сравнению со стальными явля-
ется также возможность обеспечения особых эксплу-
атационных требований благодаря таким свойствам
материала, как высокая отражательная способность по-
лированной поверхности, антимагнитность, нетоксич-
ность, а также неспособность к образованию искр при
ударах.
Немаловажное значение для строительных конструк-
ций имеет их внешний вид, который при применении алю-
миния может быть улучшен благодаря фактуре самого
материала, а также возможности использования архитек-
турных-деталей, разнообразных форм и рисунка, изго-
товляемых в заводских условиях.
Алюминий — сравнительно новый строительный ма-
териал. Началом применения его в строительстве можно
считать вторую половину 40-х годов текущего столетия,
когда во многих странах алюминий стали достаточно ши-
роко использовать в несущих и ограждающих конструк-
циях зданий и сооружений *. Уже к 1960 г. суммарное
потребление алюминия на нужды строительства состав-
ляло примерно 15 % объема мирового производства.
В некоторых странах доля использования алюминия в
строительстве была еще выше и в 80-е годы составляла:
в США и Италии более 20 %, а в Японии около 30 %.
В Советском Союзе вопросом использования алюминия
в строительстве начали заниматься в конце 50-х годов.
Научные исследования и проектные разработки тех лет
были направлены на выявление особенностей алюминие-
вых конструкций и областей их рационального примене-
ния.
В этой связи интерес представляет ознакомление с
некоторыми решениями, осуществленными в мировой
практике в первые годы использования алюминия в строи-
тельстве [4—9]. В Канаде в 1950 г. построен арочный
автодорожный мост через р. Сегени около Арвиды (рис.
8.1) общей длиной 153 м. Арка параболического очерта-
ния имеет пролет 88,2 м при стреле подъема 14,45 м. Кон-
струкции выполнены из сплава системы А1—Си—Mg на
заклепках диаметром 20,6 мм. Расход алюминия соста-
вил 181 т, в то время как стали потребовалось бы 435 т
(в 2,4 раза больше). Мост был смонтирован за 3,5 мес.
1 Известны случаи применения алюминия в качестве кровельного
материала еще в конце XIX в.
— 159 —
Рис. 8.1. Автодорожный арочный мост через р, Сегени (Канада)
В 1956 г. был сооружен балочный автодорожный мост
пролетом 44,2 м через канал Даттельн-Хамм около Лю-
нена (ФРГ). Главные фермы с параллельными поясами
и треугольной решеткой имеют высоту 5,4 м. Все элемен-
ты ферм, проезжей части и связей выполнены из специ-
ально спроектированных прессованных профилей. Мате-
риал конструкций — сплав системы А1 — Mg — Si.
Соединения — на заклепках. Благодаря сравнительно
небольшой массе моста (25 т) оказалось возможным
применить оригинальные методы транспортирования
и монтажа. Мост, изготовленный на заводе, был установ-
лен в собранном виде на два понтона и отбуксирован по
каналу к месту строительства. Подъем моста с понтонов
и установка его в проектное положение производились
двумя автомобильными кранами. После укладки на на-
стил слоя асфальта по мосту было открыто движение.
В 1948 г. в Сандерленде (Англия) построен разводной
мост пролетом 26,4 м. Использование алюминиевого
сплава системы А1—Си—Mg для конструкций раскрыва-
ющегося пролета позволило снизить его массу более чем
на 50%. Мост в Абердине (Англия), построенный
в 1953 г., рассчитан на пропуск железнодорожного соста-
ва (одна колея) и безрельсового транспорта. При проле-
те подъемной части моста (в свету) 21,3 м на изготовле-
ние конструкций израсходовано всего 18 т сплава систе-
мы А1—Mg—Si.
В 1963 г. в Московской обл. был построен опытный
автодорожный мост пролетом 32,4 м, фермы пролетных
строений которого выполнены клепаными из сплава мар-
ки Д16Т при использовании всего четырех типоразмеров
прессованных профилей. Блок из двух ферм, соединен-
ных связями, общей массой 7,5 т был перевезен с завода
к месту установки на полутрейлерах, буксируемых авто-
160 -
мобилем. Погрузка блоков на трейлеры (в пролетном
строении два блока) и установка их на опоры осущест-
влялись двумя автомобильными кранами.
Плита проезжей части из монолитного железобетона
толщиной 15 см. Следует отметить, что эффект от совме-
стной работы алюминия с бетоном (EailEb&3) оказы-
вается большим, чем в объединенной сталебетонной кон-
струкции (Est/Eb&Q') [13].
Удачно решен пешеходный арочный мост, построен-
ный в Дюссельдорфе в 1953 г. Общая длина его 84 м,
двухшарнирная арка пролетом 55 м при стреле подъема
5,5 м. Замена стали на сплав системы А1—Mg—Si при-
вела к снижению массы несущих конструкций с 70 до
25 т (в 2,8 раза).
В 1968 г. построен арочный пешеходный мост через
канал им. Грибоедова в Ленинграде. Пролетное строение
выполнено цельносварным из алюминиевого сплава си-
стемы А1—Mg—Si. Расчетный пролет арки в осях опор-
ных шарниров 27,3 м, стрела подъема всего 1,1 м. Се-
чение моста составляют верхний лист толщиной 10 мм,
шириной 2,65 м, служащий одновременно верхним поя-
сом арки и пешеходной частью, нижний пояс полиго-
нального очертания из труб 270X13,5 и четырех наклон-
ных стенок переменной высоты, соединяющих верхний
лист с трубами (рис. 8.2). С завода мост был транспор-
тирован к месту монтажа и установлен на опоры авто-
мобильными кранами [3].
Не менее интересны примеры использования алюми-
ния в конструкциях большепролетных зданий. Одно из
наиболее крупных сооружений такого рода — ангары
Лондонского аэропорта, построенные в 1951 г. Трехпро-
летное здание имеет в плане размер 3X45,7 м в ширину
и 33,5 м по длине. Конструкции решены в виде двухшар-
нирных решетчатых рам с шагом 6,1 м. Элементы рам
выполнены из специально спроектированных прессован-
ных профилей из сплава системы А1—Mg—Si. Заводские
соединения — на заклепках, монтажные — на болтах.
Кровля—из волнистых алюминиевых листов, укладывае-
мых по прогонам. Особенно эффективным оказалось ис-
пользование алюминиевого сплава в конструкции раз-
движных и частично складывающихся ворот.
Другой ангар, построенный тоже в Англии для авиа-
ционного завода в Хетфильде в 1953 г., имеет размер
в плане 66ХЮ0 м. Двухшарнирные решетчатые рамы
11—799
- 161 —
Рис. 8.2. Пешеходный мост пролетом 27,3 м через канал им. Грибоедова в Ленинграде
пролетом 66 и высотой в свету 14 м выполнены так же,
как в ангаре Лондонского аэропорта из специально спро-
ектированных прессованных профилей из сплава системы
Al—Mg— Si. Заводские соединения клепаные. По обоим
торцам здания — складывающиеся ворота. Кровля и сте-
новые ограждения выполнены из волнистых алюминие-
вых листов. По утверждению фирмы, осуществлявшей
строительство, алюминиевая рама (масса 6,45 т) получи-
лась в 7 раз легче стальной.
Среди большепролетных конструкций зданий пред-
ставляет интерес перекрытие Павильона изобретений, со-
оруженного в Лондоне в 1951 г. Перекрытие выполнено
в виде ребристого купола диаметром 108 м, опирающего-
ся на стальное кольцо, поддерживаемое на высоте 13,5 м
от поверхности земли 48 сигарообразными стальными
стойками. На конструкцию купола, включая кровельное
покрытие и козырьки, израсходовано 232 т алюминия,
что составляет всего 24,8 кг/м2.
Купола — наиболее распространенная форма пере-
крытий из алюминия. Они имеют различные конструктив-
ные решения. В 1959 г. при строительстве выставки США
в Москве на территории парка «Сокольники» был возве-
ден купол диаметром 60 и высотой 27 м. Оболочка при-
креплена к каркасу купола, собранному методом подра-
щивания из стандартных элементов. Расход алюминия
16 кг/м2.
Рационально решены конструкции перекрытия торго-
вого склада размером в плане 80X250 м, построенного
в Антверпене (Бельгия) в 1958 г. Поперечная конструк-
ция представляет собой двухшарнирую раму пролетом
80 м, решетчатый ригель которой состоит из сплава си-
стемы А1 — Mg — Si. Стойки рамы стальные (рис. 8.3).
Шаг рам 20 м. К стойкам ригеля с шагом 3,4 м крепятся
сквозные прогоны высотой 2 м (равной высоте ригеля
рамы). Кровля теплая. Между двумя волнистыми листа-
ми толщиной 1 мм из сплава системы А1—Mg уложен
эффективный утеплитель. Расход алюминия на несущие
конструкции (ригель и прогоны) составил всего 6,1 кг/м2,
на кровельное покрытие — 8,9 кг/м2. Однако в те годы
применение алюминия в промышленном строительстве не
получило большого размаха.
Из числа конструкций иного назначения можно отме-
тить радиотелескоп обсерватории Боннского университе-
та, построенный в 1956 г. на горе Эйфель (ФРГ). Алюми-
II*
— 163 —
Рис. 8.3. Рама здания портового склада пролетом 80 м в Антверпене
ниевое зеркало телескопа параболической формы
диаметром 25 м установлено на башне. Несущие конст-
рукции выполнены из сплава А1 — Mg—Si. Второй та-
кой же радиотелескоп был построен на горе Штоккерт
(ФРГ) в 1957 г. Применение алюминия позволило сни-
зить массу конструкций в 1,8 раза (по сравнению со
сталью), что ускорило и удешевило транспортирование
и монтаж этих сооружений в горных условиях. Подоб-
ный эффект был достигнут при установке в горах алю-
миниевых опор для ЛЭП в Канаде, США и других стра-
нах. В США, например, компания «Кайзер алюминиум»
за период с 1961 по 1963 г. установила 1500 опор ЛЭП.
Можно также привести примеры рационального ис-
пользования алюминия для изготовления инвентарной
опалубки для возведения железобетонных конструкций,
передвижных лесов, подмостей и т. п.
Особо следует отметить масштабы использования
алюминия при строительстве в 1958 г. павильонов Меж-
дународной выставки в Брюсселе. По условиям, уста-
новленным правительством Бельгии, все иностранные па-
вильоны сразу после окончания выставки должны были
быть разобраны не только в наземной части, но и на 3 м
в глубину от поверхности земли. Эти требования во мно-
гом определили подход к решению павильонов, большин-
— 164 —
Рис. 8.4. Схема конструкций павильона СССР на Международной
выставке в Брюсселе
/ — стойки с шагом 18 м; 2 — несущие конструкции покрытия с шагом 6 м;
3 — трос стальной 0 40 мм; 4 — стальные балки перекрытия с шагом 6 м
ство из которых было спроектировано сборно-разборны-
ми. Только на строительство 15 крупных павильонов бы-
ло израсходовано 1500 т алюминия1.
В павильоне Советского Союза (рис. 8.4), одном из
крупнейших на выставке, элементы покрытия (подстро-
пильные и стропильные фермы, прогоны, кровля, а так-
же фахверк стен) были выполнены из алюминиевого
сплава системы А1—Mg—Si. Общий расход алюминия
22 кг/м2. Конструкции монтировались на стальных оцин-
кованных болтах. Колонны и балки междуэтажных пе-
рекрытий — стальные.
Рис. 8.5. Конструкции павильона транспорта пролетом 70 м, на Ме-
ждународной выставке в Брюсселе
1 Николаев И. С., Мельников Н. П. Всемирная выставка в Брюс-
селе.— М.: Стройиздат, 1963.
— 165 —
Из числа других павильонов Брюссельской выставки
особого внимания заслуживает павильон транспорта
(рис. 8.5). Фермы перекрытия пролетом 70 м сигарооб-
разной формы с крестовой решеткой выполнены из спла-
ва системы А1—Mg—Si. По решетчатым прогонам, про-
летом 10,85 м уложен настил из волнистых листов. Рас-
ход алюминия составил 16,3 кг/м2, в том числе на
кровлю и подвесной потолок — 5,6 кг/м2. Колонны
и опорные участки ферм — стальные.
8.2. ОБЛАСТИ ПРИМЕНЕНИЯ
Из примеров, рассмотренных ранее, ясно, что алюми-
ний может с успехом применяться в конструкциях зда-
ний и сооружений самого различного назначения. Однако
дефицитность материала и сравнительно высокая стои-
мость существенно ограничивают его использование
в строительстве на ближайшие годы. В этих условиях
применение алюминиевых конструкций в каждом отдель-
ном случае должно быть строго обосновано. Как показал
опыт использования алюминия в отечественной и зару-
бежной практике, во многих случаях алюминий оказыва-
ется конкурентоспособным другим строительным матери-
алам *. Наиболее перспективно применение алюминия
в отечественном строительстве [10] на ближайшее время:
в конструкциях с высокой степенью заводской готов-
ности, совмещающих несущие и ограждающие функции
типа панелей и блоков, используемых в покрытиях зда-
ний средних и особенно больших пролетов, где снижение
собственного веса конструкций дает большой эффект;
в несущих конструкциях покрытий зданий производ-
ственного, общественного или иного назначения, строя-
щихся в условиях морского климата или при наличии аг-
рессивной среды, к которым алюминий обладает повы-
шенной антикоррозионной стойкостью, а также при осо-
бых эксплуатационных требованиях;
в конструкциях зданий и сооружений, возводимых
в отдаленных и труднодоступных районах, доставка ма-
териалов и техники в которые, а также монтаж и экс-
плуатация конструкций сопряжены с особыми труднос-
тями и расходами. Например, опоры ЛЭП в горных рай-
1 Грибов Г. В. Экономическая эффективность и перспективы при-
менения в строительстве конструкций нз алюминиевых сплавов.—
М.: Стройиздат, 1976.
— 166 —
онах или купола зданий для оптических телескопов
в горах;
в сооружениях сельскохозяйственен) назначения, та-
ких как: силосы, зернохранилища, фрукто- и овощехра-
нилища, теплицы;
в сборно-разборных конструкциях зданий и сооруже-
ний различного назначения, устанавливаемых в отдален-
ных районах Крайнего Севера и др., например, вышки
для бурения, жилые здания для поисковых партий гео-
логов;
в емкостях (резервуары, газгольдеры и т. п.) для хра-
нения и транспортирования продуктов, обладающих аг-
рессивными к стали свойствами, а также в конструкциях,
эксплуатируемых при низких температурах, например
внутренняя оболочка изотермического резервуара для
хранения жидкого водорода;
в ограждающих конструкциях типа витражей, дверей,
оконных переплетов, подвесных потолков, перегородок
и т. п. в зданиях и помещениях общественного, производ-
ственного или иного назначения, к которым предъявля-
ются требования герметизации, стерильности, архитек-
турной выразительности и др.
ГЛАВА 9. МАТЕРИАЛЫ
АЛЮМИНИЕВЫХ КОНСТРУКЦИЙ
9.1. ОБЩИЕ СВЕДЕНИЯ ОБ АЛЮМИНИИ
И СПЛАВАХ НА ЕГО ОСНОВЕ
Алюминий — серебристо-белый металл, растворимый
в некоторых кислотах и едких щелочах. На воздухе алю-
миний быстро покрывается плотной окисной пленкой,
предохраняющей поверхность изделия от дальнейшего
окисления. Показатели основных физических свойств
алюминия следующие:
плотность (среднее значение) р, кг/м3 , . ,
модуль продольной упругости Е, МПа . , ,
модуль сдвига G, МПа ................... , .
коэффициент поперечной деформации (Пуас-
сона) в стадии упругой работы материала v .
коэффициент продольной температурной де-
формации at, 1/Х ....... ; . . .
температура плавления алюминия технической
ЧИСТОТЫ /пл, °C , , . ......................
2700
70X103
26,5X103
0,3
23x10-е
658
— 167 —
При этом значения Е, G, щ приведены для температу-
ры в интервале от минус 40 до плюс 50 °C. Для других
температур значения следует принимать в соответствии
с указанием норм [14].
Алюминий обладает хорошей теплопроводностью
и электропроводностью, малым захватом нейтронов, он
не магнитен и не способен к искрообразованию при уда-
ре, в полированном виде обладает высокой отражатель-
ной способностью. По плотности алюминий уступает
только двум металлам — магнию (1,74 т/м3) и берил-
лию (1,85 т/м3). Технически чистый алюминий имеет
низкую прочность (ов =60...70 МПа; ао,2=2О...ЗО МПа)
и высокую пластичность (S>30 %). Значительное увели-
чение прочности алюминия достигается легированием его
магнием, марганцем, кремнием, медью, цинком и некото-
рыми другими элементами. Временное сопротивление
легированного алюминия (алюминиевых сплавов) в за-
висимости от состава легирующих добавок в 2—5 раз
выше, чем у технически чистого, однако относительное
удлинение при этом снижается в 2—3 раза.
Весьма существенна способность сплавов определен-
ных композиций к упрочнению в процессе старения пос-
ле соответствующей термической обработки (закалки).
Удельная прочность (ов /р) таких сплавов в 3—5 раз вы-
ше, чем стали марки ВСтЗпсб-1, однако их относительное
удлинение при этом составляет всего 6—10% . Повыше-
ние прочности сплавов может быть достигнуто также хо-
лодной деформацией изделия (механической обработ-
кой),
Необходимо отметить, что показатели всех основных
физических свойств алюминиевых сплавов, вне зависи-
мости от состава легирующих элементов и обработки из-
делий, практически не отличаются от таковых для тех-
нически чистого алюминия.
Наряду с отмеченными положительными свойствами
для алюминия характерны и такие свойства, которые не-
редко приводят к снижению эффективности его примене-
ния в строительных конструкциях.
К ним относятся:
почти в 3 раза меньшие, чем у стали, значения моду-
ля упругости и модуля сдвига;
более низкий, чем у стали, предел выносливости;
значительное понижение показателей прочности при
температуре выше 100—150°С;
— 168 —
сравнительно легкая повреждаемость поверхностей
конструкций, приводящая к развитию очагов коррозии.
В настоящее время алюминий применяется в различ-
ных областях народного хозяйства. Это обусловлено цен-
ными свойствами, присущими алюминию, а также нали-
чием во многих районах земного шара больших запасов
сырья, необходимого для получения этого металла.
Советский Союз в настоящее время располагает мощ-
ной базой по производству алюминия. В дореволюцион-
ной России алюминиевой промышленности не существо-
вало. Решение о ее создании в нашей стране было при-
нято в декабре 1927 г. Необходимость в алюминии в то
время определялась в первую очередь потребностями та-
ких отраслей, как авиастроение и моторостроение.
Производство алюминия слагается из двух основных
процессов: получение глинозема (оксида алюминия
AI2O3) из алюминиевых руд и электролизного выделения
металлического алюминия из глинозема, растворенного
в расплавленном криолите Na3AlF6. Этот способ, пред-
ложенный еще в 1866 г. одновременно Полем Эру (Фран-
ция) и Чарльзом Холлом (США), до сего времени явля-
ется основным для получения алюминия в промышлен-
ных масштабах1.
Наиболее распространенным способом получения гли-
нозема из алюминиевых руд является щелочной способ,
разработанный в России в конце XIX в. химиком К. И.
Байером. Этот способ широко используется во всех стра-
нах и в настоящее время.
Алюминий — самый распространенный металл на на-
шей планете, содержание его составляет более 8 % .об-
щей массы земной коры, тогда как железа в ней только
около 5%. По данным академика А. Е. Ферсмана, чис-
ло минералов, содержащих алюминий, превышает 250.
Однако благодаря высокой химической активности алю-
миний находится в природе только в связанном виде
в самых различных пропорциях по отношению к другим
элементам. Поэтому использование тех или иных пород
для получения глинозема определяется технико-эконо-
мической целесообразностью их переработки.
К числу алюминиевых руд с достаточно высоким про-
центным содержанием оксида алюминия относятся: бок-
1 Впервые металлический алюминий был получен датским физи-
ком Г. Эрстедом в 1825 г.
— 169 -
ситы (36—65), нефелины (32—36), алуниты (35—37),
каолины (38—42) и некоторые др. Алюминиевая про-
мышленность большинства стран мира работает на бок-
ситах. В Советском Союзе бокситы разрабатываются
в Архангельской и Ленинградской областях, на Урале и в
Казахстане. Наряду с бокситами в нашей стране доста-
точно широко используют нефелины, залежи которых
имеются на Кольском полуострове, в Сибири, на Украине,
Кавказе и в других районах страны. Способ комплекс-
ной переработки нефелинов позволяет одновременно
с оксидом алюминия получать цемент, соду, минераль-
ные удобрения и другие ценные продукты1.
На получение 1 т алюминия расходуется около 2 т
глинозема, 550 кг угольных электродов, 55 кг криолита
и 13,5 — 18 МВт-ч электроэнергии2. Вследствие столь
большого потребления электроэнергии алюминиевые за-
воды в нашей стране размещены вблизи крупных гид-
роэлектростанций (Братская, Красноярская, Нурекская
и др.). Новый алюминиевый комбинат создан в районе
Саяно-Шушенской ГЭС. Для получения 2 т глинозема
необходимо переработать 4—8 т бокситов, на что расхо-
дуется еще 8,5—16 МВт-ч тепловой энергии. Сложность
и большая энергоемкость процесса получения алюминия
из руды сказываются на его стоимости.
Все перечисленные выше руды, наряду с оксидом алю-
миния, содержат оксид кремния SiO2. В настоящее вре-
мя в Советском Союзе освоен менее энергоемкий способ
получения алюминиево-кремниевого сплава методом пря-
мого восстановления из руды в рудотермических печах.
Получаемый при этом сплав содержит около 60 % алю-
миния и используется для производства литейных алю-
миниевых сплавов добавлением к нему в необходимых
количествах чистого алюминия.
9.2. КЛАССИФИКАЦИЯ, СОСТАВ И МАРКИРОВКА
АЛЮМИНИЕВЫХ СПЛАВОВ [1, 4, 7, 14]
По способу производства полуфабрикатов алюминие-
вые сплавы разделяют на литейные и деформируемые.
В строительстве в основном используют деформируемые
1 Коллектив авторов, разработавший и внедривший этот способ,
в 1957 г. был удостоен Ленинской премии.
2 Троицкий И. А., Железнов В. А. Металлургия алюминия. — Мл
Металлургия, 1977.
— 170 —
сплавы, полуфабрикаты из которых получают способом
деформации в горячем или холодном состоянии: прессо-
ванием (профили, прутки, трубы, панели), прокаткой
(листы, ленты), волочением (тонкостенные трубы), ков-
кой и штамповкой (фасонные детали). Литейные сплавы
вследствие их низкой пластичности в строительных кон-
струкциях применяются чрезвычайно редко (так же, как
и стальное литье).
По составу основных легирующих компонентов оте-
чественные деформируемые сплавы делятся на группы,
каждая из которых включает в себя несколько марок,
имеющих свое обозначение. В первые три из рассматри-
ваемых групп входят технически чистый алюминий
и сплавы двойных композиций: А1—Мп и А1—Mg. Терми-
ческая обработка этих сплавов не приводит к упрочне-
нию, поэтому сплавы, относящиеся к этим группам, по-
лучили название термически неупрочняемых сплавов.
1-я группа. Технически чистым алюминием называют
алюминий, общее содержание примесей в котором не пре-
вышает 1,2%. По коррозионной стойкости и высокой
пластичности технически чистый алюминий близок к хи-
мически чистому. Установлены следующие марки техни-
чески чистого алюминия: АДО, АД1 и АД с содержани-
ем примесей соответственно до 0,5, 0,7 и 1,2%.
2-я группа. Сплавы системы А1—Мп. Характерным
представителем этой группы является сплав АМц, содер-
жащий 1 — 1,6% марганца. Этот сплав обладает высокой
коррозионной стойкостью, хорошо сваривается, легко по-
лируется, однако прочность его невелика.
3-я группа. Сплавы системы А1—Mg, называемые
магналиями, обозначаются буквами АМг с добавлением
цифры, указывающей примерное содержание магния
в процентах (АМг2, АМгЗ и т. д.). Эти сплавы содержат
также небольшое количество марганца (0,2—0,8%).
Сплавы этой группы обладают высокой стойкостью про-
тив коррозии, хорошо свариваются. С увеличением содер-
жания магния прочностные показатели повышаются;
однако при содержании магния более 3,5 % пластичность
и коррозионная стойкость сплавов заметно снижаются.
Для улучшения свойств в качестве добавок используют
титан (0,02—0,1 %), бериллий (0,002—0,005%) и хром
(0,05—0,35 %).
К последующим трем группам отнесены многокомпо-
нентные сплавы, характерной особенностью которых яв-
— 171 —
ляется их способность к упрочнению в процессе старе-
ния после термической обработки (закалки). Такие спла-
вы имеют общее название — термически упрочняемые.
Прочность термически упрочняемых сплавов во многом
зависит от режимов закалки и процесса старения. Сле-
дует также отметить, что прочность изделия из термиче-
ски упрочняемых сплавов может быть дополнительно по-
вышена холодной деформацией.
4-я группа. Сплавы системы А1—Mg—Si, легирован-
ные кремнием (0,3—1,2 %) и магнием (0,4—1,4%), на-
зываются силуминами. Обозначаются они буквами АД
с добавлением порядкового номера (АД31, АДЗЗ, АД35
и т. д.). Сплавы этой группы пластичны, хорошо сварива-
ются, обладают высокой стойкостью против коррозии,
хорошо полируются и легко анодируются. К этой же
группе относится сплав, дополнительно содержащий до
0,5 % меди. Этот сплав, широко применявшийся ранее
в авиастроении и названный поэтому авиалем, обознача-
ется буквами АВ.
5-я группа. Сплавы системы А1—Си—Mg называются
дуралюминами. Они обозначаются буквой Д с добавле-
нием порядкового номера (Д1, Д6, Д16, Д18 и т. д.).
Свое название дуралюмины получили от латинского сло-
ва durus (твердый). Наличие в сплавах этой группы ме-
ди в количестве 3,8—4,9%, способствующей увеличению
твердости и прочности его после термической обработки,
отрицательно сказывается на его пластичности и корро-
зионной стойкости. Дуралюмин был первым из сплавов,
обладающих высокой прочностью1.
€-я группа. Сплавы системы А1—Mg—Zn стали при-
меняться сравнительно недавно (с начала 50-х гг.). От-
личительной особенностью сплавов, содержащих 3—7 %
цинка и около 2 % магния, является их способность к са-
моупрочнению после прессования полуфабрикатов в го-
рячем виде. Небольшими добавлениями циркония, меди
и хрома можно получать более высокопрочные из всех
известных алюминиевых сплавов. Поэтому в обозначе-
нии сплавов этой группы перед порядковым номером
ставится буква В (В94, В95 и т. д.). Некоторые из сплавов
этой группы обозначаются по цифровой системе (напри-
мер, 1915,1925, 1935), переход на которую рекомендован
ГОСТ 4784—74* для всех алюминиевых сплавов.
Дуралюмин был впервые получен в 1909 г. в Германии.
— 172 —
Цифровая система обозначения марок построена сле-
дующим образом: первая цифра определяет основу спла-
ва: 1 — алюминий, вторая цифра обозначает компози-
цию легирования (систему) сплава:
О — технически чистый алюминий;
1 — Al—Си—Mg; 3 — Al—Mg—Si; 4 — Al—Мп;
5 — Al—Mg; 9 — Al—Mg—Zn. Последними двумя
цифрами обозначается порядковый номер сплава в своей
системе.
Полуфабрикаты (листы, профили, трубы, ленты, цли-
ты и т. п.) поставляются заводами-изготовителями Прй
различном состоянии материала: без какой-либо допол-
нительной обработки (после горячего прессования или
проката), в состаренном (после закалки), отожженном,
нагартованном или в других возможных состояниях. По-
этому к обозначению марки сплава добавляется обозна-
чение, указывающее состояние материала в полуфабри-
катах, подвергнутых той или иной обработке: М — мяг-
кое (отожженное); Н — нагартованное; Н2 — полуна-
гартованное; Т — закаленное и естественно состаренное;
Т1 — закаленное и искусственно состаренное; Т4 — есте-
ственно состаренное после неполной закалки; Т5 — ис-
кусственно состаренное после неполной закалки.
Профили, не подвергавшиеся термической обработке
(горячепрессованные), после марки сплава дополнитель-
ного обозначения не имеют.
Для плакированных листов (покрытых при прокат-
ке тонким слоем чистого алюминия) используют допол-
нительные обозначения: ПЛАК — плакированные или
А — нормальная двусторонняя плакировка; У — утол-
щенная двусторонняя плакировка. Буквой п (малое)
обозначаются прутки. Данные о состояниях материала,
в котором заводы производят поставку основных видов
полуфабрикатов, приведены в таблице.
9.3. ВЛИЯНИЕ ОБРАБОТКИ НА ПОКАЗАТЕЛИ
МЕХАНИЧЕСКИХ СВОЙСТВ
Механические свойства алюминиевых сплавов зави-
сят не только от химического состава, но и во многом от
состояния материала изделия (полуфабриката), в кото-
ром он находится после термической или механической
обработки. Это можно видеть из рассмотрения кривых
а—е (рис. 9.1). Так, временное сопротивление сплава
— 173 —
Основные виды полуфабрикатов, поставляемых заводами
Марка сплава Состояние поставки полуфабрикатов
Группа и название к X X
сплава и S gg к 2 S О S X £ g ч X •О' о 'З 1
Ъ я схкс ч G ч
Сплавы, термиче ски не упрочняемые
1-я, алюминий АДО 1011 М, Н2, Н ГП ГП м
технической чисто- АД1 1013 М, Н2, Н ГП ГП м
ты
2-я, А1—Мп АМц 1400 М, Н2, Н ГП ГП м
3-я, Al—Mg, АМг2 1520 М, Н2 ГП, м м М,Н2
магналии АМгЗ 1530 М, Н2 ГП, м ГП, м М, Н2
АМгб 1560 М, Н ГП, м ГП, м М, Н2
С плавы, термш [секи упрочняемые
4-я, Al—Mg—Si, силумины АД31 АД35 1310 — Т, Т1 Т4, Т5 ГП, Т1
1330 — ГП, Т,Т1 —— —
АВ 1340 М, Т1 ГП, Т, Т1 ГП, Т, Т1 —
5-я, Al—Си—Mg, Д1 1110 м, т ГП, м, т ГП, т
дуралюмины Д16 1160 м, т, н ГП, м, т ГП, т —
6-я, Al—Mg—Zn 1915 1915 м, т ГП, т ГП, т
Al—Си—Mg—Zn 1925 1925 — ГП, т ГП, т
1935 1935 — ГП, т ГП, т —
В95 1950 М, Т, Т1 М, Т, Т 1 — —
Обозначения: ГП — горячепрессованный; М — отожженый; Т—
закаленный и естественно состаренный; Т1—закаленный и искусст-
венно состаренный; Т4 — неполностью закаленный и естественно со-
старенный; Т5 — неполностью закаленный и искусственно состарен-
ный; Н — нагартованный; Н2 — полунагартованный.
Примечания: 1. Полужирным шрифтом обозначены полуфабри-
каты из сплавов, рекомендованных к применению СНиП 2.03.06—^5.
2. Состояние материала полуфабрикатов указано по данным: ли-
сты-ГОСТ 21631—76*Е; профили —ГОСТ 8617-8НЕ и ГОСТ
22233—83; трубы—ГОСТ 18475—82*Е и ГОСТ 18482—79*Е; ленты
ГОСТ 13726—78*Е.
— 174 —
Рис, 9.1. Зависимость ст—е для алюминия разных марок и состояний
а — профили: 1 — В95Т1; 2 — В95М; 3—1915Т; 4—АД31Т1; 5 — АД31Т; 6 —
АМц- 7 —Д16Т; 8 — сталь марки ВСтЗпсб—1; б — листы; 9 — АМг2М; 10 —
АМг2Н2
Б95 в искусственно состаренном состоянии (ов =
= 540 МПа) почти в 2 раза выше, чем в мягком (отож-
женном) состоянии (ов =280 МПа), а условный предел
текучести соответственно более чем в 3 раза выше (кри-
вые 1 и 2). Зависимость прочностных показателей от ус-
ловий старения сплава (естественного или искусственно-
го) иллюстрируют кривые 4 и 5, построенные для алю-
миния марок АД31Т и АД31Т1.
Термическая обработка, предназначенная для повы-
шения прочности материала, состоит из закаливания
(резкое охлаждение после выдержки в течение 30—
90 мин изделия, нагретого до температуры примерно
500 °C) и старения, при котором в результате структур-
ных изменений происходит упрочнение материала. Про-
цесс старения может протекать при комнатной темпера-
туре в течение нескольких суток — естественное старе-
ние или более интенсивно при температуре 160—180 °C
в течение нескольких часов — искусственное старение.
Выдержкой изделия при отрицательных температурах
процесс старения может быть замедлен. Используя это
свойство материала, заранее закаленные заклепки до
постановки в конструкцию хранят в холодильнике.
Термическая обработка может также производиться
для улучшения пластических свойств материала, что до-
стигается отжигом — медленным охлаждением (не бо-
лее 30 °C за 1 ч) изделия, нагретого до температуры 350—
430 °C.
При упрочнении изделия механическим путем (рис.
9.1,6) повышение <т0,2 зависит от степени деформации
(нагартовки). Относительное удлинение уменьшается
и после термической, и после механической обработки
изделий. Требования, предъявляемые к пластичности ма-
— 175 —
териала, во многих случаях являются препятствием к ис-
пользованию сильно упрочненных сплавов.
Прочность полуфабрикатов из некоторых сплавов за-
висит от способа изготовления (прокатка, прессование
и т. п.), их формы и размеров. Так, для прессованных
профилей характерно повышение прочности с увеличе-
нием толщины элементов сечения.
9.4. ВЛИЯНИЕ ТЕМПЕРАТУРЫ
НА ФИЗИКО-МЕХАНИЧЕСКИЕ СВОЙСТВА
Изменение температуры существенно сказывается на
показателях физико-механических свойств сплавов алю-
миния (рис. 9.2). При положительной температуре в пре-
делах до 200 °C их прочность медленно снижается, при
отрицательной температуре — повышается. Особенно
значительно возрастает прочность у некоторых сплавов
при весьма низких температурах. Так, при снижении
температуры от 20 до —269 °C временное сопротивление
технически чистого алюминия увеличивается в 5 раз,
у малолегированных сплавов — в 3—4 раза, а у высоко-
Рис. 9.2. Влияние температуры на показатели физико-механических
свойств алюминия (на примере сплава марки АД31Т1), размерно-
сти: Ств и а0>2 (МПа); Е (МПаХЮ2); е (“/оХЮ'1); а( (10~7°С)
— 176 —
легированных — в 1,5—2 раза. Предел текучести при
этом повышается менее значительно. Наблюдается также
улучшение пластических свойств при температуре, близ-
кой к —200 °C. Особенность алюминиевых сплавов по
сравнению со сталями — отсутствие порога хладнолом-
кости, т. е. перехода от вязкого состояния к хрупкому при
низких температурах.
Модуль упругости Е при отрицательных температурах
также возрастает. Коэффициент продольной температур-
ной деформации at при температуре ниже — 70 °C на-
чинает резко падать, стремясь к нулевому значению при
/=—273 °C.
9.5. ОСНОВНЫЕ СВЕДЕНИЯ О ПОЛУФАБРИКАТАХ
СОРТАМЕНТ [1, 6, 7]
Отличительной особенностью деформируемых алюми-
ниевых сплавов является возможность получения из них
прессованных профилей с разнообразными и сложными
формами поперечного сечения (в том числе и с замкну-
тыми плоскостями), которые не могут быть изготовлены
прокатом (рис. 9.3).
Профили прессуют на специальных горизонтальных
гидравлических прессах. В контейнер пресса помещают
заготовку, представляющую собой слиток цилиндриче-
ской (рис. 9.4, а) или плоской формы, нагретый в зави-
симости от марки алюминия до температуры 450—520 °C.
Под давлением поршня металл истекает через профили-
рованное очко матрицы. Подобным же образом из полой
цилиндрической заготовки прессуют трубы (рис. 9.4,6).
Матрица для изготовления полых профилей имеет «язы-
чок» с формой сечения, соответствующей сечению поло-
сти прессуемого профиля (рис. 9.4, в). Скорость прессо-
вания, зависящая от состава легирующих элементов и от
степени сложности формы сечения, составляет от 3—
5 м/мин для сплава марок Д16, АМгб и до 40—60 м/мин
для сплава марок АД31, АМц.
Наибольшие размеры прессуемых профилей (габарит,
площадь поперечного сечения) определяются усилием,
развиваемым прессом, формой и размерами матрицы
и контейнера, маркой сплава. Так для изготовления про-
филей из мягких сплавов (систем А1—Mg, Al—Mg—Si)
с размерами поперечного сечения, вписывающимися
в круг диаметром 0=320 мм, необходим пресс, имеющий
12—799
— 177 —
Рис. 9.3. Образцы прессованных профилей предназначенных для:
а — импостов витражей и витрин; б — дверных блоков; в — элементов навес-
ки блоков; г — оконных блоков
диаметр контейнера £>к=360мм и номинальное усилие
F=50 МН, а для прессования профилей из более твердых
сплавов (систем А1—Си—Mg, Al—Mg—Zn) при D —
=350 мм усилие должно быть не менее 90 МН.
Если проектируемое сечение элемента конструкции
не вписывается в габаритный круг (рис. 9.5, а) (при кон-
тейнере цилиндрической формы), то его можно проекти-
ровать составным из нескольких прессованных, в том
числе стандартных профилей в сочетании со вставками
из листового проката (рис. 9.5,6). Ребристые панели
— 178 —
Рис. 9.4. Прессование полуфабрикатов
а — сплошностенчатых профилей; б — труб; в — язычковая матрица для прес-
сования полых профилей; 1 — контейнер пресса; 2— цилиндрическая сплош-
ная заготовка; 3 — держатель матрицы; 4 — матрица; 5 — прессуемый про-
филь; 6 — поршень с пуансоном; 7 — поршень с пуансоном и иглой; 8 — ци-
линдрическая полая заготовка; 3 —прессуемая труба; /0 — язычок (рассека-
тель)
Рис. 9.5. Примеры образования профилей больших габаритов сечения
а — прессование на прессе с цилиндрическим контейнером большого диаметра
(° — диаметр габаритного круга профиля); б — прессование панели труб-
ным способом; в —составное сварное сечение профиля; 1 — прессуемая заго-
товка; 2 — панель, получаемая после разрезки и распрямления заготовки; 3 —
прокатный лист; 4 — стандартный прессованный профиль; 5 — прессованной
профиль, изготовленный на прессе с плоским контейнером размером сечений
АхВ
12*
большой ширины (до 1,5—2 м) можно получить распрям-
лением разрезанной по длине прессованной ребристой
трубы (рис. 9.5, в).
Лист, лента и многие профили изготовляются промыш-
ленностью в соответствии с ГОСТом.
Возможность получения полуфабрикатов экструзион-
ным способом позволяет проектировщику в дополнение
к стандартным профилям разрабатывать такие типораз-
меры сечений, которые в каждом отдельном случае были
бы не только экономичны по расходу металла, но и обес-
печивали наименьшую трудоемкость изготовления конст-
рукций из них. Естественно, что стоимость профилей ин-
дивидуального изготовления выше; она связана с необ-
ходимостью разработки и изготовления специальных
матриц, а также освоения прессования новых видов про-
филей.
ГЛАВА 10. ОСОБЕННОСТИ
КОНСТРУИРОВАНИЯ И РАСЧЕТА
ЭЛЕМЕНТОВ АЛЮМИНИЕВЫХ КОНСТРУКЦИЙ
10.1. НОРМЫ ПРОЕКТИРОВАНИЯ
Введенные в действие с января 1987 г. нормы проек-
тирования [14] алюминиевых конструкций СНиП
2.03.06—85 являются четвертым по счету нормативным
документом, разработанным в нашей стране. По струк-
туре они близки к нормам проектирования стальных кон-
струкций СНиП 11-23-81*.
Из большого числа сплавов различных композиций,
производимых отечественной промышленностью, к ис-
пользованию в строительстве нормы рекомендуют шесть
марок деформируемого алюминия и один литейный.
В числе деформируемых сплавов три марки термически
неупрочняемого алюминия (АД1М, АМц, АМгМ.) и три
марки термически упрочняемого (АД31, 1915, 1935). Ли-
тейный сплав (АМ8) относится к числу термически не-
упрочняемых (табл. 10.1). Некоторые из сплавов при-
меняются в различных состояниях поставки. Например,
сплав марки АД31 — в четырех различных состояниях
(Т, Т1, Т4, Т5). Ограниченное число марок сплавов про-
диктовано производственными соображениями.
В нормах приведены рекомендации по использованию
— 180 —
Таблица 10.1. Основные характеристики марок алюминия,
рекомендованных к применению в строительстве
Нормами проектирования [14]
Марка и состояние алюминия Вид полуфабриката Расчетное сопротивле- ние, МПа Группа применения
« 1 «з 1 RP Н III IV
АД1М Листы и ленты - 25 (35) 15 40 + — —.
АМцМ То же 40 (55) 25 65 + — — —
АМг2Н2 » 125 75 200 + + + +
АМг2М Листы, ленты и трубы Профили 70 (85) 40 105 + 4- 4-
АД31Т5 100 60 160 + + — —
АД31Т1 То же 120 75 190 + + 4- +
АД31Т4 » 55 35 90 + 4" 4- +
АД31Т Профили и тру- бы 55 35 90 + 4- + 4-
1925 То же 175 105 280 — — — 4-
1915 » 175 105 280 — -4- + 4*
1915Т » 195 120 310 — 4- 4~ -г
1935Т Профили 140 85 225 + + + -J-
АЛ8 Литье 135 80 215 —— + 4-
Примечания: 1. В скобках указаны расчетные сопротивления
алюминия растяжению для элементов конструкций, эксплуатация
которых возможна и после достижения материалом предела текуче-
сти. 2. Применение алюминия других марок допускается при техни-
ко-экономическом обосновании и после проверки материала в опыт-
ных конструкциях.
марок алюминия и полуфабрикатов из них в зависимо-
сти от назначения конструкций, которые разбиты на че-
тыре группы применения: группа I — ограждающие
и другие конструкции типа оконных и дверных заполне-
ний, подвесных потолков, перегородок, витражей и т. п.;
группа II — конструкции, выполняющие одновременно
несущие и ограждающие функции: блоки покрытий, кро-
вельные и стеновые панели и т. п.; группа III — несущие
сварные конструкции: фермы, колонны, прогоны, про-
странственные решетчатые покрытия, сборно-разборные
конструкции каркасов зданий, покрытия больших проле-
тов и др.; группа IV — клепаные конструкции, а также
элементы конструкций, не имеющие сварных соединений.
Данные, приведенные в табл. 10.1, дают представле-
ние о возможностях выбора марки алюминия при доста-
точно широком диапазоне прочностных показателей
(#=25...195 МПа). Большинство из этих сплавов обла-
— 181 —
дают высокой стойкостью против коррозии; все они, за
исключением сплава 1925Т, хорошо свариваются.
Основное расчетное сопротивление алюминия при-
нятое единым при расчетах на растяжение, сжатие и из-
гиб, установлено делением нормативного сопротивления
Rn на коэффициент надежности по материалу ут. При
этом за нормативное сопротивление принимают либо ус-
ловный предел текучести, либо временное сопротивление
разрыву, значения которых установлены ГОСТом и ТУ.
Диаграмма ст—е алюминия не имеет выраженной пло-
щадки текучести (см. рис. 9.1), поэтому за предел теку-
чести принято напряжение, соответствующее остаточно-
му удлинению, равному 0,2 %. Численные значения коэф-
фициентов надежности по материалу при нахождении
расчетного сопротивления по пределу текучести приняты
ym=I,l, при вычислении расчетного сопротивления по
временному сопротивлению разрыву ут~ 1,45.
За расчетное сопротивление принимается меньшее из
двух значений, определенных по Сто,2 и ст .
В табл. 10.1 приведены расчетные сопротивления алю-
миния для расчетной температуры наружного воздуха от
минус 65 до плюс 50 °C. Для конструкций, эксплуатируе-
мых при расчетной температуре наружного воздуха 51—
100 °C, расчетные сопротивления понижаются умноже-
нием основного расчетного сопротивления на коэффици-
ент у<. Значение этого коэффициента для алюминия ма-
рок АМг2, АД31, 1915, 1935 и АЛ8 вне зависимости от
состояния поставки у/=0,9 и для алюминия марок АД1
иАМц—yt=0,85.
Расчетные сопротивления алюминия на срез Rs, смя-
тие торцевой поверхности Rp и смятие местное при пол-
ном касании Rtp установлены умножением основного рас-
четного сопротивления R на соответствующие коэффици-
енты перехода: ys=0,6; ур=1,6 и у;р=0,75.
На прочность конструкции рассчитывают по упругой
стадии работы материала. Исключение составляют неко-
торые виды листовых конструкций, эксплуатация кото-
рых допускается в стадии развития пластических дефор-
маций. В этих случаях расчетное сопротивление алюми-
ния марки АМг2М на растяжение принимается
увеличенным против основного на 20 %, а для марок
АД1М и АМцМ — на 40 %.
Значения коэффициентов условий работы ус для эле-
ментов алюминиевых конструкций приняты немного сни-
— 182
женными по сравнению с коэффициентами для стальных
конструкций. Например, для сжатых элементов решетки
плоских ферм ус=0,75 при Х>50 и ус=0,9 при Л^50,
вместо ус=0,8 при Х^60 для стальных элементов; в про-
странственных конструкциях для раскосов из одиночных
уголков при креплении их к поясам одной заклепкой или
болтом ус=0,6 вместо ус=0,75.
В связи с пониженным значением модуля упругости
предельные значения гибкостей для сжатых и для растя-
нутых элементов алюминиевых конструкций установле-
ны на 20—30 % ниже, чем для стальных. На 25 % сни-
жена предельная гибкость для отдельных ветвей состав-
ных центрально-сжатых стержней ([Х]=30, против
[Х]=40 для стального стержня). По тем же соображе-
ниям предельное расстояние между соединениями (про-
кладками, шайбами и т. п.) составных сжатых элемен-
тов, рассчитываемых как сплошностенчатые, уменьшено
до 30t (против 407) -
10.2. РАСЧЕТ ЭЛЕМЕНТОВ КОНСТРУКЦИЙ
10.2.1. Центрально-растянутые и центрально-сжатые
элементы. При расчете на прочность стержней, работаю-
щих на осевую силу, должно удовлетворяться условие
N^AnRyc. Использование алюминия взамен стали в цент-
рально-растянутых стержнях позволяет существенно сни-
зить их массу. Получаемый при этом эффект можно вы-
разить значением Km,t, определяемым как отношение мас-
сы алюминиевого стержня к массе стального
,, wal Pal /?3t
i\m-t — — n •
mSt Pst Rai
График, приведенный на рис. 10.1, показывает изме-
нение значения Km.t при замене стали марки ВСтЗпсб—1
(jRJ/ = 230 МПа) на алюминий. Так, при использовании
алюминия с расчетным сопротивлением выше 163 МПа
значение /Gn.f<0,5, а следовательно, масса стержня сни-
жается в 2 раза и более. Применение алюминия меньшей
прочности не дает значительного эффекта, а при Rai =
=80 МПа масса алюминиевого стержня оказывается да-
же больше стального (7(т.1>1).
Расчет на устойчивость сплошностенчатых стержней,
подверженных сжатию осевой силой, выполняется по
— 183 —
Km. I
100 150 200 Pai,МПа
Рис. 10.1. Зависимость Km.t^
для центрально-растя-
нутого стержня
Рис. 10.2. Зависимость осг =
=/(Л) для центрально-сжатого
стержня
1 — алюминий 1915Т; 2 — сталь
ВСтЗпсб-1
Рис. 10.3. Зависимость <р==/(Х) для центрально-сжатого стержня
/ — алюминий 1915Т (----с одной осью симметрии; 2—то же (............)t
с двумя осями симметрии; 3 — алюминий АД31Т (- ) с одной осью сим-»
метрии; 4 —то же с двумя осями симметрии; 5 — малоуглеродистая
сталь
формуле
W < Аф/?ус, где <р== <тсг//?.
В стадии упругой работы материала (точнее до пре-
дела пропорциональности) критическое напряжение по-
тери устойчивости стержня определяется уравнением Эй-
лера Стэ=л2£’/Л2. На значение критического напряжения
существенно влияет модуль упругости, который для алю-
миния почти в 3 раза меньше, чем у стали. Нижняя гра-
ница применимости уравнения Эйлера для алюминия
марки 1915Т (орг=180 МПа) соответствует гибкости
Хэ = 3,14 1^70 000/180 = 62 (рис. 10.2). Для стали марки
ВСтЗпсб—1 (орг= 190 МПа) Хэ=3,14}/206 000/190 =
= 104.
Значения коэффициентов ср, приведенные в нормах
[14], установлены с учетом наличия возможных началь-
ного искривления оси стержня и случайного эксцентриси-
тета действия сжимающей силы, а также влияния формы
сечения. На устойчивость алюминиевого стержня пере-
численные факторы влияют несколько больше, чем на
устойчивость стального стержня.
Потеря устойчивости сжатого стержня, поперечное се-
чение которого имеет только одну ось симметрии (тавр,
швеллер и др.), происходит в изгибно-крутильной форме.
При этом значения критического напряжения и, следова-
тельно, коэффициента ф оказываются несколько меньши-
ми, чем для стержня, имеющего в сечении две оси сим-
метрии. Это нашло отражение в нормах проектирования
алюминиевых конструкций, что видно из рассмотрения
графика <р=/(%), построенного для стержней с различ-
ными формами поперечных сечений (рис. 10.3).
Вследствие относительно низких значений коэффици-
ента ф использование алюминия в сжатых стержнях боль-
шой и даже средней гибкости оказывается нецелесооб-
разным.
Представленные на рис. 10.4 кривые зависимости
,, _ _ Ра? Фз/ RSt Ус.st
Апг-с — г* »
mst Pst ФсП Rai Ус.al
выражающие отношение погонных масс центрально-сжа-
тых стержней, которые обладают равной несущей спо-
собностью при одинаковых расчетных длинах, форме
и высоте сечения (а, следовательно, и близких по гибко-
сти), позволяют в первом приближении оценить возмож-
— 185 —
Рис, 10.4. Зависимость й»п.с—f(l) для центрально-сжатого стержня
/ — 1915Т; 2 — 1925Т; 3 — АДЗГТ1; АМг2Н2; 4 — АМг2М
ности снижения массы стержня при замене стали марки
ВСтЗпсб—1 на алюминий соответствующей марки.
Следует отметить, что использование сплавов высокой
прочности в сжатых стержнях мало эффективно даже
при малых гибкостях. Так, при К = 30 замена сплава
АД31Т1 сплавом 1915Т с расчетным сопротивлением на
33 % выше, чем у первого, позволяет улучшить показа-
тель массы всего на 10 %. С увеличением гибкости этот
процент постепенно снижается и при Х = 110 значение ко-
эффициента Кт.с для всех сплавов приближается к еди-
нице. В этом случае алюминиевый стержень имеет такую
же погонную массу, как и стержень из стали марки
ВСтЗпсб—1, а площадь сечения алюминиевого стержня
A al — ^st Pai Фа!
должна быть почти в 3 раза больше, чем стального.
Увеличение радиуса инерции за счет высоты сечения
позволяет снизить гибкость стержня и, следовательно,
улучшить показатель Лт.с. Ограничением на этом пути
является необходимость обеспечения местной устойчиво-
сти (см. п. 10.2.3).
10.2.2. Элементы, работающие на поперечный изгиб
(балки). Алюминиевые балки рассчитывают на прочность
— 186 -
по тем же формулам, что и стальные. Учет пластических
деформаций при этом не допускается. Это связано с бо-
лее ограниченной, чем у стали, зоной упругопластической
стадии работы материала, а также с недостаточной изу-
ченностью действительной работы изгибаемых элементов
из алюминия в стадии развития пластических деформа-
ций материала.
Эффективность использования алюминия взамен ста-
ли в балках, несущая способность которых определяется
расчетом на прочность (МWnRyc), может быть охарак-
теризована отношением масс алюминиевой и стальной
балок tnai/mst. При одинаковых характеристиках сечений
{Wai—WsC, Aai=Ast) значение Кт.ь^т^/mst имеет тот
же закон изменения, как Km.t (см. рис. 10.1).
Общую устойчивость балки двутаврового сечения, из-
гибаемой в плоскости стенки, проверяют по формуле
М = №сфЬЯус,
где фб=оСг.ь//? определяется по указанию норм [14],
Выражение критического напряжения потери устойчи-
вости изгибаемого стержня имеет сложную зависимость
- VГёа4 (-гТ
2 h Jx \ l0 }
Поскольку значения модуля продольной упругости
и модуля сдвига алюминия примерно в 3 раза меньше
соответствующих значений для стали, то и критические
напряжения при всех остальных равных параметрах на-
ходятся в соответствии
^сТ-Ъ-al — 1 l^cr.bst’
Общая устойчивость балок обычно обеспечивается
конструктивными мероприятиями, например постановкой
связей в уровне сжатого пояса. Поскольку критическое
напряжение потери устойчивости изгибаемого стержня из
алюминия значительно меньше, чем из стали, расстояния
между точками раскрепления алюминиевых балок связя-
ми должны быть существенно меньшими, чем при рас-
креплении стальных балок.
В нормах проектирования [14] даны формулы для оп-
ределения предельных отношений //&, при которых про-
верки устойчивости балки не требуется. Для алюминие-
* См. формулу (3.29) в кн.'. Металлические конструкции. — Мл
Стройиздат, 1985.
— 187 -
вых балок эти отношения значительно меньше, чем для
стальных. Так, наибольшее отношение 1/Ь, при котором
не требуется проверка общей устойчивости алюминиевой
балки с параметрами сечения в пределах: 1
и 15^&/^<3,5, должно быть в ]/£^//?Sf/0,45 VEai/Rai
раз меньше, чем 1/Ь для стальной балки, одинакового се-
чения с алюминиевой. Сравнивая балки из алюминия
марки 1915Т (/?—195МПа) и из стали марки ВСтЗпсб—1
(Ry—230 МПа), получаем, что наибольшее расстояние
между точками закрепления сжатого пояса алюминиевой
балки должно быть в 3,5 раза меньше, чем для стальной.
Необходимость более частого раскрепления алюминиевых
балок приводит к дополнительному расходу металла.
При расчете изгибаемых элементов на деформатив-
ность наибольший относительный прогиб от нормативных
нагрузок не должен превышать предельного, установлен-
ного нормами,
f/1—AIEJ < [///],
где А—параметр, зависящий от расчетной схемы балки, размеров
пролета и нагрузок.
Предельные прогибы отражают эксплуатационные
требования к конструктивным элементам различных ви-
дов. Для алюминиевых балок они установлены такими
же, как для стальных. Очевидно, что при прочих равных
условиях прогибы алюминиевой и стальной балки будут
равны только тогда, когда момент инерции алюминиевой
балки будет почти в 3 раза больше, чем у стальной. От-
сюда нередко бывает необходимо существенно увеличи-
вать высоту алюминиевой балки, что приводит к допол-
нительному расходу материала. При соответствующем
обосновании нормы допускают увеличение предельного
прогиба алюминиевых балок на 20—25 % (см. примеч.
1 к табл. 42 [14]).
10.3.3. Внецентренно-растянутые и внецентренно-сжа-
тые элементы. Прочность алюминиевых стержней, рабо-
тающих на одновременное действие осевой силы и изги-
бающего момента, проверяется по упругой стадии работы
материала. Для алюминиевых конструкций часто реша-
ющее — расчет на устойчивость в плоскости действия
момента N^(peARyc. Коэффициент <ре для сплошностен-
чатых стержней определяется в функции условной гиб-
кости h^VR/E и приведенного эксцентриситета mef =
«=т)щ (по табл. 3 обязательного прил. 4 [14]),
~ 188 —
т. = 0
Рис. 10.5. Зависимость т} для внецентренно-сжатог^
стержня, при замене стали марки ВСтЗпсб-1 на алюминий марки
1915Т
Представленные на рис. 10.5 кривые зависимости
гг ___ Mgl __ Pat Te.st Rst
Лт-е „ n ’
«st Pst Фе,at ^al
выражающие отношение погонных масс внецентренно*
сжатых стержней, обладающих равной несущей способ-
ностью при одинаковых расчетной длине, эксцентрисите-
те, форме и высоте сечения, позволяют в первом прибли-
жении оценить возможности снижения массы стержня
при замене стали марки ВСтЗпсб—1 на алюминий марки
1915Т. При этом можно видеть, что при больших гибкос-
тях стержней эффективность применения алюминия воз-
растает с увеличением приведенного эксцентриситета.
10.3 ОБЕСПЕЧЕНИЕ МЕСТНОЙ УСТОЙЧИВОСТИ
СТЕНОК И ПОЛОК СТЕРЖНЕЙ
В пределах упругой работы материала выражение
критического напряжения потери устойчивости тонкостен-
ной прямоугольной пластинки
Сл2£ / / V
с 12 (1 —v2) \ a J
— 189 —
Рис. 10.6. Зависимость Ci =
=f(a=(<j—Gi)/o)
Коэффициент С зависит от отношения большой сто-
роны пластинки к меньшей (Ь/а>1), способа закрепле-
ния граней и характера распределения напряжений по
ним.
Поскольку для алюминия и стали коэффициент Пуас-
сона близок по значению и принят в нормах v=0,3, кри-
тическое напряжение можно записать в виде
acr=C1£(W,
где
График изменения коэффициента Ci в зависимости от
характера распределения нормальных напряжений по
ширине пластинки, свободно опертой по двум длинным
сторонам, представлен на рис. 10.6.
Приравнивая выражение критического напряжения
к нормативному пределу текучести материала, можно
определить предельное значение отношения ширины пла-
стинки а к ее толщине t:
при действии нормальных напряжений
alt <yrC1Elo0iS-,
при действии касательных напряжений
alt < рЛС1£/0,6а0)2.
Значения коэффициентов Ci и предельных значений
a/t для некоторых основных расчетных схем прямоуголь-
ных пластинок приведены в табл. 10.2.
Таким образом, можно сделать вывод, что при проек-
тировании алюминиевых конструкций отношение a/t, оп-
— 190 -
Таблица 10.2. Предельные значения a/t для разных случаев
закрепления пластины
Расчетная схема Условия закрепле- ния плас- тинки Коэффициент ct a/t сталь марки ВСтЗпсб-1 алюминий марки 1915T
1 S ° А 0,38 18,7 11,1
Б 1,16 32,5 19,3
В 3,61 57,4 34,1
♦ в «•
ГТГГГГГГГПТТТТТГ^ * ь J Г 6,29 75,8 44,9
В 21,6 140 83,4
г 35,5 180 107
1 Д о 5,61 4,83+-4- аа 87,6 50,9
Е 5,6 8’98+^Г 117 69,5
Примечания: 1. Условия закрепления пластинки: А — шарнир-
но оперта по одной из длинных сторон; Б — защемлена по одной из
длинных сторон; В — шарнирно оперта по двум длинным сторонам;
Г — защемлена по двум длинным сторонам; Д — шарнирно оперта
по четырем сторонам; Е — защемлена по четырем сторонам. 2. Для
расчетной схемы 4 значения a/t при Ь/а=оо.
ределяемое из условия обеспечения местной устойчиво-
сти при всех видах напряженного состояния, следует при-
нимать в 1,73 У Rai/Rst раз меньшим, чем в конструк-
циях из стали.
10.3.1. Стенки балок. Стенки алюминиевых балок, да-
же сравнительно небольшой высоты, приходится укреп-
лять поперечными и продольными ребрами жесткости.
— 191 —
150 200 230 250 RMOa
Рис, 10.7. Предельные значения
hef/tw—f(R), при которых не
требуется проверка устойчиво-
сти стенки балки двутаврово-
го сечения
1 — алюминиевая сварная или
прессованная; 2 — стальная свар-
ная
Поперечные ребра жесткости в соответствии с требова-
нием норм следует ставить при условной гибкости стенки
Хго>2,5. Проверка устойчивости балки не требуется, если
при отсутствии местного напряжения в сжатой зоне отно-
шение hef!tw не превышает значений; 75 (1—95#/£) —
для сварных и прессованных балок и 115 (1 — 123R/E) —
для клепаных.
Так, для сварной или прессованной балки из алюми-
ния марки 1915Т (#=195 МПа) hef/tw^68, тогда как
для сварной балки из стали марки ВСтЗпсб—1 (Ry =
=230 МПа), hei/tw^ 104,7 (рис. 10.7), т. е. при одина-
ковой высоте стенка алюминиевой балки должна быть
в 1,5 раза толще стенки сварной стальной балки. В кле-
паной алюминиевой балке, одинаковой высоты со свар-
ной, стенка может быть принята немного тоньше, что
связано с более жестким закреплением стенки в поясах.
Проверка устойчивости стенки должна производиться
с учетом всех компонентов ее напряженного состояния:
47, Щос И Т.
10.3.2. Стенки центрально-сжатых стержней. В стерж-
нях, работающих на осевое сжатие, наибольшее отноше-
ние высоты стенки й0 к ее толщине зависит от прочно-
стной характеристики материала R, условной гибкости
Х=Х VR/E, а также от формы (типа) сечения стержня,
которая определяет степень закрепления стенки в поя-
сах.
Для сварных и прессованных алюминиевых стержней
различной формы поперечного сечения наибольшее отно-
шение hG/tw при условных гибкостях стержня 1.^1 и
^5 определяется по графику (рис. 10.8), построенному
по формулам, приведенным в табл. 30 [14].
Для стержней швеллерной и трубчатой прямоуголь-
ной форм сечения (тип IV) из алюминия марки 1915Т
{# = 195 МПа) при малых значениях гибкости Х^1 (к—
— 192
Рис. 10.8. Наибольшие значения ho/tm=f(K R) для стенок централь-
но-сжатых стержней различных типов сечения (при значениях ус-
ловной гибкости стержня Х=1..,5 предельные отношения ha/tw до-
пускается определять линейной интерполяцией между 7=1 и Х=5)
=% )/Е/7?=1 1/70 000/195=19) отношение ho/tw—2T.
Это примерно на 20 % меньше, чем полученная теорети-
чески для пластинки, шарнирно опертой по двум длин-
ным сторонам (см. табл. 10.2, схема 2, В).
Предельные отношения Ло//№ при гибкостях в интер-
вале 1<А<С5 вычисляются линейной интерполяцией.
В случае недонапряжения значения ho/tw, определенные
по графику (рис. 10.8), могут быть увеличены в У AR/N
раз (но не более чем на 50 %).
10.3.3. Стенки внецентренно-сжатых стержней. Для
стенок внецентренно-сжатых стержней наибольшее отно-
шение h$ltw определяется в зависимости от значения а =
— (о—о')/а, характеризующего распределение напря-
жений по высоте стенки (см. рис. 10.6). Наибольшее сжи-
мающее напряжение о принимается со знаком «плюс»,
13—799
— 193 —
Рис. 10.10. Наибольшие отношения dOi/O=f(^, D/tf) свесов сжатых
полок стержней, окаймленных бульбами, для алюминия марки 1915Т
Рис. 10.9. Наибольшие значения 6o///=f(i, R) для неокаймленных
свесов сжатых полок стержней различных типов сечения (при зна-
чениях условной гибкости стержня 1=1...5 предельные отношения
boftt допускается определять линейной интерполяцией между 1=1
и 1=5)
вычисляется без учета коэффициентов <ре или Сфу.
При а^С0,5 коэффициент С\ увеличивается медленно,
а следовательно, отношение hn/tw может приниматься как
для центрально-сжатого стержня. При а>1 значение
возрастает быстрее. В соответствии с нормами [14] долж-
но соблюдаться условие
1Ш = M'w < 3,1 K(2a- l)/?/o.
В интервале 0,5<a<l отношение h<j/tw может прини-
маться по линейной интерполяции.
В случае укрепления стенки стержня продольным реб-
ром жесткости часть стенки между поясом и ребром рас-
сматривается как самостоятельная пластинка.
10.3.4. Сжатые полки стержней. Для центрально-, вне-
центренно-сжатых и сжато-изогнутых стержней наиболь-
шее отношение неокаймленного свеса полки &0 к ее тол-
щине tf определяется в зависимости от расчетной характе-
ристики материала R, типа сечения и условной гибкости
стержня к по графику (рис. 10.9). В случае недона-
пряжения значения bo/tf, определенные по графику, мо-
гут быть увеличены в (pmR/o раза, при этом условная
гибкость полки kf — bo/tf VR/Е не должна превышать
1,3. Здесь о — большая из значений N/Aq>x или N/Aq>y
для центрально-сжатых стержней; N/Aqe или N/ACqy —
для внецентренно-сжатых стержней; M/Wn или M/W^b—
для балок.
Наибольшая ширина сжатого пояса прессованных
сварных и клепаных балок с поясными листами назнача-
ется по тому же графику при 1=1.
Существенное увеличение отношения bQ/tf может быть
достигнуто при использовании прессованных профилей
с полками, имеющими утолщение граней (бульбы). Пре-
дельное отношение ширины свеса £*oi, измеряемого от
центра утолщения (бульбы) до грани примыкающей
стенки (полки), к толщине свеса tf находится в зависи-
мости от отношения диаметра бульбы к толщине свеса
13*
— 195 —
D/tf условной гибкости свеса при отсутствии утолщения
К} = Ь0/1{ VR/E и условной гибкости стержня X.
График (рис. 10.10), построенный по данным табл. 32
[14] для стержня двутаврового сечения с условной гиб-
костью полки в интервале 0,36^Xf^0,6, позволяет оце-
нить влияние бульбы на предельную ширину свеса. Наи-
больший эффект достигается при усилении полок стерж-
ней большой гибкости.
ГЛАВА 11. СОЕДИНЕНИЯ
АЛЮМИНИЕВЫХ
КОНСТРУКЦИЙ
В конструкциях из алюминия применяют сварные, за-
клепочные, болтовые, паяные, клеевые, а также комби-
нированные (клеесварные, клееболтовые и т. п.) соеди-
нения. Выбор вида соединения зависит как от типа конст-
рукции, так и от марки и состояния сплава. Применение
соединений, в которых часть усилий воспринимается свар-
ными швами, а часть заклепками или болтами, не допус-
кается.
11.1. СВАРНЫЕ СОЕДИНЕНИЯ
11.1.1. Способы сварки. Алюминиевые конструкции
можно сваривать практически всеми известными спосо-
бами сварки: газовой, электродуговой, электроконтакт-
ной и др. Тепловое воздействие при сварке приводит к из-
менению механических свойств алюминия в околошовной
зоне, нередко более значительному, чем при сварке ста-
ли. В полуфабрикатах, упрочненных холодной деформа-
цией (нагартованных или полунагартованных), прочность
при сварке снижается в результате отжига.
Прочность сварных соединений конструкций из терми-
чески упрочненных сплавов находится в зависимости от
состава легирующих компонентов и состояния сплава (ес-
тественное или искусственное старение). Так, прочность
сварного стыкового соединения алюминия марки АД31,
находящегося в естественно состаренном состоянии
(АД31Т), приближается к прочности основного металла,
тогда как при сварке алюминия той же марки в искусст-
венно состаренном состоянии (АД31Т1) прочность снижа-
— 196 —
ется почти на 50 %. Столь значительное снижение проч-
ности металла в околошовной зоне характерно для всех
сплавов в искусственно состаренном состоянии. В неко-
торых случаях термическая обработка конструкций после
сварки дает возможность улучшить прочностные свойст-
ва сварных соединений, однако из-за очень больших про-
изводственных трудностей это практически не использу-
ется.
Значительное влияние на качество металла шва ока-
зывают оксиды алюминия. Следует заметить, что сварка
возможна лишь при условии чистоты свариваемых по-
верхностей. Изделия должны быть тщательно очищены
от грязи, жира и непосредственно перед сваркой от ок-
сидной пленки, поскольку образование ее происходит
очень быстро.
В процессе сварки под действием высоких температур
окисление происходит особенно интенсивно, поэтому
очень важно обеспечить защиту металла от кислорода
воздуха. Наибольшее распространение получил способ
электродуговой сварки в среде защитного газа. Этот спо-
соб обеспечивает более высокое качество сварных соеди-
нений. Защитным газом служит аргон (аргонно-дуговая
сварка).
Аргонно-дуговая сварка может осуществляться с по-
мощью неплавящегося (обычно вольфрамового) электро-
да или плавящимся голым (без обмазки) электродом
(рис. 11.1). При первом способе сварку можно выполнять
с присадкой или без нее (соединяется расплавленным ме-
таллом изделия). Присадочный материал обычно вво-
дится в процессе сварки расплавлением проволоки по-
добно тому, как это делается при газовой (кислородно-
ацетиленовой) сварке. Сварку с помощью неплавящегося
электрода применяют при соединении изделий малой тол-
щины (до 6—10 мм).
Для сварки изделий средней и большой толщины бо-
лее удобным и дающим лучшие результаты оказывается
способ сварки плавящимся электродом. Автоматическая
сварка в среде защитного газа может выполняться на
скоростях, в 1,5 раза превышающих скорость автомати-
ческой сварки по слою флюса. При сварке элементов ма-
лой толщины (1—2 мм) внахлестку применяют контакт-
ную электросварку (точечную или роликовую). Ролико-
вая сварка в заводских условиях обеспечивает получение
прочных и водонепроницаемых соединений.
— 197 —
Рис. 11.1. Процесс аргонно-дуговой сварки
а — непдавящимся электродом; б — плавящимся электродом; 1 — вольфрамо-
вый электрод; 2 — газовое сопло; 3 — зона газовой защиты; 4 — электрическая
дуга; 5 — присадочная проволока; 6 — сварочная проволока; 7 — газовое соп-
ло; 8 — электрическая дуга; 9 — зона газовой защиты
Газовая сварка, электродуговая сварка электродами
с обмазкой, а также сварка под слоем флюса (широко
применяемая при сварке стальных конструкций) редко
применяются при изготовлении алюминиевых конструк-
ций, как не имеющие преимуществ перед аргонно-дуговой
и контактной.
11.1.2. Расчет сварных соединений. Расчет соединений
стыковыми швами производится по формулам расчета
для целого сечения. При этом значения расчетных со-
противлений стыковых швов, работающих на растяжение,
качество которых не контролируется физическими мето-
дами, принимаются пониженными на 20 %.
Стыковые соединения, работающие одновременно на
изгиб и срез, следует проверять по формуле
%/2 + ]Л^/4 + 4<7?и,ус.
В соединениях угловыми швами расчет производится
по тем же формулам, что и соединений конструкций из
стали на срез (условный), но только по одному сече-
нию — по металлу шва
Xicmax
В качестве расчетных характеристик принимаются:
lw — расчетная длина шва, равная его полной длине за
вычетом 3/ (при сварке встык) или 3kf (при сварке угло-
— 198 —
Рис. 11.2. К проверке напряжений в околошовной зоне в сварных
соединениях
а —встык; б — внахлестку лобовыми швами; в — внахлестку фланговыми шва-
ми; I—I расчетное сечение; г — по сечению II—II нестыкуемого элемента
выми швами); при выводе стыкового шва за пределы со-
единения (на подкладки и т. п.) — принимается полная
длина шва; t — наименьшая толщина соединяемых эле-
ментов; kf — катет углового шва, равный катету вписан-
ного равнобедренного треугольника; — коэффициент
при автоматической одно- и двухпроходной сварке, рав-
ный 0,9, во всех других случаях — 0,7.
Расчетные сопротивления сварных соединений, выпол-
няемых аргонно-дуговой сваркой, установленные норма-
ми, приведены в табл. 11.1.
При расчете сварных конструкций должна быть про-
верена прочность элемента в околошовной зоне (рис.
11.2). В большинстве случаев расчетные сопротивления
для стыковых швов и для алюминия в околошовной зоне
(сечение 1—1 рис. 11.2) одинаковы. Исключение состав-
ляет случай соединения внахлестку фланговыми швами
(рис. 11.2, в) в конструкциях из термически упрочненных
сплавов.
Сравнивая расчетные сопротивления алюминия У?
в околошовной зоне (см. табл. 11.1) и вне ее (см. табл.
10.1), можно видеть, как резко падает прочность упроч-
ненного материала (АМг2Н2, АД31Т5, АД31Т1) в резуль-
— 199 —
Таблица ПЛ. Расчетные сопротивления сварных соединений,
выполняемых аргонно-дуговой сваркой [14]
Марка Расчетные сопротивления, МПа
алюминия электродной или присадочной проволоки сварных швов алюминия в околошовной зоне (сечение /—/) в соединениях по рис.
стыковых угло- вых 11.2, а, б 11.2, в
^U)s ^wf Rwz ^w,zs
АД1М СвА1 25 15 20 25 15 25
АМцМ СвАМгЗ 40 25 30 40 25 40
АМг2М АМг2Н2 т> 65 40 45 65 40 65
АД31Т АД31Т4 СвАМгЗ или 1557 55 35 45 55 35 50
АД31Т5 » 65 40 45 65 40 60*/75*
АД31Т1 80 50 45 80 50 80*/105»
1915 1557 140 90 110 140 90 130*/140*
1915Т t=5.. ,12 мм » 155 105 ПО 155 105 ' 140*/155*
1935Т 115/120 80 80 115/120 80 100*/105*
Примечания: 1. Расчетные сопротивления, отмеченные звездоч-
кой, относятся к соединениям внахлестку из профильных элементов.
2. Значения расчетных сопротивлений сварных стыковых швов от-
носятся к соединениям, качество которых помимо наружного осмотра
контролируется физическими методами. Для швов, работающих на
растяжение, качество которых не контролируется физическими ме-
тодами, расчетные сопротивления следует умножать на коэффици-
ент 0,8. 3. Перед чертой указаны расчетные сопротивления при свар-
ке вольфрамовым электродом, за чертой— плавящимся,
200
тате нагрева. И только для сплава 1915Т снижение проч-
ности оказывается менее значительным, что объясняется
способностью сплавов системы А1—Mg—Zn к самоупроч-
нению. Местное ослабление при сварке происходит и в
нестыкуемом элементе вблизи прикрепления к нему дру-
гого элемента (рис. 11.2, г). Напряжение по сечению
II—II в нестыкуемом элементе при расчете на прочность
не должно превышать расчетного сопротивления алюми-
ния в околошовной зоне.
При расчете соединений внахлестку, осуществляемых
точечной сваркой, несущая способность точек, выполнен-
ных контактной или аргонно-дуговой сваркой, в конст-
рукциях из алюминия марки АМг2 принимается по
табл. 11.2.
Таблица 11.2. Расчетные сопротивления
(несущая способность) сварных точек [14] .
Способ сварки Марка Толщина элемента, мм Несущая способность точки на срез, кН
алюминия электродной проволоки
Аргонно-дуговая, точечная плавя- щимся электродом АМг2Н2 СвАМгЗ или 1557 1+1 1+2 1,5+1,5 2+2 1,95 2,35 2,95 3,35
Контактная АМг2Н2; АМг2М — 1 1,5 2 0,8 1,25 1,95
Примечание. Для контактной сварки указана толщина наиболее
тонкого элемента; для аргонно-дуговой — первой указана толщина
верхнего элемента.
Расчетные сопротивления на срез сварных соедине-
ний внахлестку, выполненных контактной роликовой
сваркой, для алюминия марок АД1М, АДМ и АМг2М
принимаются равными основным расчетным сопротивле-
ниям этих сплавов: Rwsm=R- Для алюминия марки АМг2
в полунагартованном состоянии (АМг2Н2) расчетное со-
противление определяется в зависимости от толщины бо-
лее тонкого из свариваемых элементов tmin, мм
^=(0,9-0,10/?.
Поскольку ширина литой зоны при роликовой сварке
— 201 —
получается в 3—4 раза больше толщины наиболее тон-
кой детали, прочность соединения обычно не проверяют.
11.2. ЗАКЛЕПОЧНЫЕ И БОЛТОВЫЕ СОЕДИНЕНИЯ
Соединения на болтах или заклепках хотя и связаны
с некоторым ослаблением сечения элементов конструк-
ций, тем не менее они имеют некоторые преимущества
перед сварными соединениями, так как не вызывают
структурных изменений материала.
11.2.1. Заклепочные соединения. Чтобы исключить
вредное влияние местного нагрева при клепке, заклепки
из алюминиевых сплавов ставят в холодном состоянии.
Материалом для заклепок служат сплавы повышенной
пластичности.
Перед постановкой в конструкцию заклепки из термо-
упрочняемых сплавов подвергают закаливанию при тем-
пературе около 500 °C. Наибольшее время с момента тер-
мической обработки заклепки до клепки определяется
скоростью процесса старения материала. Для дуралюми-
на это время невелико. Например, для сплава Д16п оно
составляет всего 20 мин. Срок между термообработкой
и постановкой заклепок может быть увеличен хранением
заклепок в холодильнике. Так, тот же сплав Д16п, нахо-
дящийся при t—0 °C, сохраняет свежезакаленное состоя-
ние 20 ч. Поскольку упрочнение материала протекает
в заклепках, поставленных в конструкцию, возможность
загружения конструкции определяется временем, необ-
ходимым для достижения материалом заклепок требуе-
мой прочности (обычно 5—10 дней). При применении за-
клепок из алюминия типа магналии, не подвергающихся
упрочнению термообработкой, эти трудности отпадают.
Работа заклепки, поставленной в холодном состоянии,
отличается от работы заклепки, поставленной после на-
грева до соответствующей температуры. Как известно,
стержень заклепки, поставленной в горячем состоянии,
при остывании, сокращаясь в длине, стягивает соединяе-
мые элементы, что и определяет работу заклепочного со-
единения в первой стадии вследствие сил трения. При
холодной клепке такого стягивания листов не происходит
и соединение сразу работает в стадии упругопластиче-
ских деформаций — смятия и среза. Такая работа закле-
пок, установленных в холодном состоянии, аналогична
второй стадии работы соединения на заклепках, постав-
— 202 —
ленных в горячем состоянии. Чтобы заклепка, постав»
ленная в холодном состоянии, хорошо работала, необ-
ходимо полное заполнение отверстия ее стержнем. За-
клепки ставят в отверстия, рассверленные в пакете. В про-
давленные отверстия заклепки ставить не допускается.
При клепке соединяемые элементы должны быть хо-
рошо прижаты друг к другу, что обеспечивается более
частой постановкой сборочных болтов. После снятия этих
болтов в заклепочных стержнях возникают растягиваю-
щие напряжения; они, однако, значительно меньше растя-
гивающих напряжений, возникающих при остывании за-
клепки, поставленной в горячем состоянии. Вследствие
этого усилие, передаваемое за заклепочную головку, ока-
зывается сравнительно небольшим, и, следовательно, раз-
меры головки могут быть приняты меньшими по сравне-
нию с применяемыми в стальных заклепках. В то же вре-
мя образование замыкающей головки заклепок больших
диаметров (16—20 мм) при холодном способе клепки да-
же из мягкого (неупрочненного) алюминия требует боль-
ших усилий. Стремление уменьшить это усилие привело
к изысканию новых форм замыкающих головок (рис.
11.3).
Сжимающее усилие, необходимое для образования за-
мыкающей головки заклепки диаметром 20 мм из
дуралюмина марки Д18, при обычной полукруглой фор-
ме — 690, при плоскоконической — 430, при конусооб-
разной — 350 кН. При постановке заклепок того же диа-
метра из сплава Д1 усилия, необходимые для формиро-
вания головок, по сравнению с приведенными,
возрастают в 1,3—1,4 раза.
Клепка конструкций в заводских условиях осущест-
вляется на скобах большой мощности. В монтажных ус-
ловиях, когда клепка ведется пневматическими молот-
ками, форма замыкающей головки имеет особое значение.
Так, при клепке конструкций моста через р. Сегени (см.
п. 8.1) были использованы заклепки диаметром 20,6 мм
с замыкающей головкой венечной формы (рис. 11.3, г).
Чтобы облегчить клепку в холодном состоянии, предла-
гались и другие формы замыкающих головок, а также
составные заклепки. Так, заклепки, разработанные
в НИИ мостов (Ленинград), состоят из двух частей —
полого цилиндрического стержня с головкой и коническо-
го стержня с головкой (рис. 11.3, д). Последний в про-
цессе клепки запрессовывается в полость цилиндрическо-
- 203 —
Рис. 11.3. Формы замыкающих
головок заклепок
а—круглая; б—плоскоконическая;
в — конусообразная; г — венечная;
д — составная, НИИ мостов; 1 —
полый стержень; 2 — конический
стержень; 3 — заклепка в конструк-
ции
Рис. 11.4. Самонарезающий
болт
1 — болт; 2 - уплотняющая шай-
ба; 3 — шайба
го стержня. Испытания показали, что такие заклепки
хорошо заполняют отверстия и надежно работают при
статической и динамической нагрузках.
11.2.2. Болтовые соединения. В монтажных соедине-
ниях алюминиевых конструкций используют как алюми-
ниевые, так и стальные болты. Алюминиевые болты, так
же как и стальные, изготовляют нормальной и повышен-
ной точности. Во избежание электрохимической коррозии
стальные болты и шайбы оцинковывают или кадмируют.
Кроме обычных болтов достаточно широко использу-
— 204 —
ются самонарезающие болты и винты, а также болты
с обжимными кольцами, служащие для крепления тонко-
листовых элементов на монтаже [1].
Самонарезающие болты (рис. 11.4) изготовляют из ка-
либрованной стали марки 30 с фосфатированным покры-
тием. Эти болты выпускают с диаметром резьбы Мб, дли-
ной 20 и 25 мм и шестигранной головкой. Воронежский
ЗСАК изготовляет стальные самонарезающие винты, ко-
торые имеют потайную и полукруглую форму головки
с крестообразной формой шлица, диаметр резьбы 4, 5
и 6 мм, длина 15, 25, 30 и 40 мм.
Болты с обжимными кольцами, так называемые лок-
болты, установка которых в соединениях производится
специальным пневматическим инструментом, повышают
производительность труда на монтаже в 1,5—2 раза [1].
Такие болты из дуралюмина диаметром 9,5 мм были при-
менены при строительстве купола выставочного павиль-
она в Сокольниках.
11.2.3. Расчет заклепочных и болтовых соединений.
Заклепки и болты в конструкциях из алюминиевых спла-
вов рассчитывают по тем же формулам, что и в стальных
конструкциях. Расчетные сопротивления срезу в закле-
почных соединениях Rrs из алюминия марок АД1Н,
АМг2Н соответственно равны 35 и 70 МПа, а из алюми-
ния марок АМг5пМ и АВТ — 100 МПа. Для заклепок
с потайными или полупотайными головками расчетные
сопротивления снижаются на 20 %. Значения расчетных
сопротивлений приведены в табл. 11.3 и 11.4.
Таблица 11.3. Расчетные сопротивления растяжению
и срезу в болтовых соединениях [14]
Болты Обозначение расчетного сопротивления Расчетное сопротивление МПа, болтов из алюминия марки
АМг5п ABT1
Нормальной и грубой точности Срез, /?bs 80 85
Повышенной точности 90 95
Нормальной, грубой и повы- шенной точности Растяжение, Rbt 125 155
- 205 —
Таблица 11.4. Расчетные сопротивления на смятие
в заклепочных и болтовых соединениях [14]
Соединения и обозначение расчетного сопротивления Расчетное сопротивление смятию элементов конструкций, МПа, из алюминия, марок
АД1М 1 АМцМ АМг2М АМг2Н2 АД31Т1 АД31Т АД31Т4 АД31Т5 1925 1915 Й 35 Г“< 1935Т
Заклепоч- ные, Rrp 40 65 ПО 200 90 155 275 315 225
Болтовые, RbP 35 60 100 180 80 140 275 285 205
Диаметр односрезных заклепок обычно назначается
несколько большим удвоенной толщины склепываемого
пакета: d = 2S/+(1...3), а при двухсрезных d=SZ+(1...3)
3). Диаметр отверстий под заклепки должен быть немно-
го больше заклепок. Так, при стандартном диаметре за-
клепок 3—8, 10, 12, 14, 16, 18 мм диаметр отверстий
должен соответственно составлять 3,1; 4,1; 5,1; 6,2; 7,2;
8,2; 10,2; 12,35; 14,4; 16,55 и 18,6 мм.
В алюминиевых конструкциях максимальные расстоя-
ния между центрами заклепок и болтов несколько умень-
шены по сравнению с расстояниями в стальных конструк-
циях, а минимальные расстояния от центра заклепки
'(болта) до края элемента увеличены [14].
Коэффициенты трения ц при расчете соединений на
высокопрочных болтах вне зависимости от марки алюми-
ния принимаются: при пескоструйной очистке — 0,45; при
химической обработке (травление) — 0,4. При отсутст-
вии обработки соединяемых поверхностей коэффициент
трения столь незначителен (ц=0,15), что использование
высокопрочных болтов оказывается нецелесообразным.
Чтобы увеличить прочность заклепочных и болтовых со-
единений, соединяемые поверхности целесообразно на-
мазывать клеем (см. п. 11.3.2). В соединениях на высо-
копрочных болтах, вследствие того что материал конст-
рукции (алюминий) и болтов (сталь) имеет разные ко-
эффициенты линейного расширения, при изменении тем-
пературы в стержне болта могут возникать дополнитель-
ные температурные напряжения. Их необходимо учиты-
вать при назначении предварительного натяжения болта.
— 206 —
11.3. ПРОЧИЕ ВИДЫ СОЕДИНЕНИЙ
11.3.1. Паяные соединения тонкостенных элементов
конструкций имеют определенные преимущества по срав-
нению со сварными: при пайке расходуется меньше теп-
ла, этот процесс не вызывает существенных изменений
химического состава и механических свойств основного
металла, остаточные деформации в паяных соединениях
значительно меньше, чем в сварных. Однако при пайке
необходимо особенно тщательно удалять окисную пленку
с поверхности соединяемых изделий. В связи с этим пай-
ка имеет весьма ограниченное применение в строительных
конструкциях из алюминия. Сведения о прочностных ха-
рактеристиках паяных соединений, припоях, флюеах
и других приведены в справочной литературе1.
11.3.2. Клеевые и клееметаллические соединения,
Клеевые соединения имеют определенные преимущества
по сравнению с клепаными и сварными соединениями: ос-
новной металл не нагревается и не ослабляется отвер-
стиями, благодаря склеиванию большой площади по-
верхности отсутствуют места концентрации напряжений.
Все алюминиевые сплавы, в том числе высокопрочные*
можно склеивать. Используя клеи, можно осуществлять
соединения алюминия с другими материалами (деревом,
сталью, бетоном и т. п.); клеевой слой одновременно
предохраняет от вредного контакта с ними.
Недостатком клеевых соединений являются их малая
сопротивляемость отрыву, особенно при сосредоточенном
действии силы), отсутствие надежных методов контроля
за качеством склеивания, а также снижение прочности
во времени.
Чтобы повысить надежность клеевых соединений, при-
меняют комбинированные соединения: клеесварные, клее-
заклепочные, клеевинтовые или клееболтовые. Наиболее
прогрессивные клеесварные соединения алюминия с при-
менением контактной точечной сварки, что позволяет ме-
ханизировать процесс изготовления конструкций. Для
клееэаклепочных и клеевинтовых соединений не нужно
сложное оборудование, их можно применять в разнооб-
разных конструктивных решениях (в том числе в соеди-
нениях с неметаллическими материалами).
1 Смирнов Г. Н. Прогрессивные способы пайки алюминия. — Мд
Металлургия, 1981.
— 207 —
Для склеивания алюминиевых конструкций применя-
ют клеи на основе эпоксидных смол, полиуретановые, кау-
чуковые и некоторые другие. Данные о составе клеев, ре-
жиме склеивания и прочности соединений есть в специ-
альной литературе. Некоторые сведения приведены в
Справочном пособии по алюминиевым конструкциям [1].
ГЛАВА 12. ОСОБЕННОСТИ
ПРОЕКТИРОВАНИЯ
АЛЮМИНИЕВЫХ КОНСТРУКЦИЙ
12.1. ОБЩИЕ УКАЗАНИЯ
Использование алюминия в строительстве вследствие
высокой стоимости и дефицитности материала в каждом
отдельном случае должно быть соответствующим обра-
зом обосновано. Возможные области применения алюми-
ниевых конструкций были рассмотрены ранее (см. разд.
II, гл. 8, п. 8.2).
При проектировании конструкций из алюминия не сле-
дует копировать решения, характерные для конструкций
из стали.
На конструктивные формы алюминиевых конструкций
большое влияние оказывают модуль упругости, коэффи-
циент температурной продольной деформации, коррози-
онная стойкость материала. Большое значение имеет
и возможность использования в конструкциях прессован-
ных профилей со сложной формой поперечного сечения.
Относительно низкие значения модуля продольной уп-
ругости Eai~~Est и модуля Сдвига Gai^—Gst требуют
соответствующих мер по обеспечению общей и местной
устойчивости элементов конструкций, повышению их же-
сткости. Центрально-сЖатые стержни из алюминия сле-
дует проектировать менее гибкими, чем стальные, учиты-
вая, что при Х>50...60 вследствие низких значений коэф-
фициента ср эффективность использования алюминия
резко снижается (см. рис. 10.3 и 10.4). Поэтому при раз-
работке решетчатых конструкций следует принимать кон-
структивные схемы, обеспечивающие относительно малые
расчетные длины стержней, а также предусматривать ис-
пользование профилей с развитым поперечным сечением.
— 208 -
Для внецентренно-сжатых стержней с приведенным
эксцентриситетом mi>l гибкость может быть принята
значительно большей, чем при центральном сжатии (см.
рис. 10.5).
Низкое значение модуля упругости алюминия также
сказывается при проектировании конструкций балочного
типа. Минимальная высота однопролетных свободно
опертых балок, работающих на равномерно распределен-
ную нагрузку, определяется из условия прогиба:
для балок сплошного сечения
______5 ₽/ Г / 7 (gn + Рп)
min~ 24 Е [f hy/gn + y/Pn) ’
для балок сквозного сечения (ферм)
= б’5 Rl Г 1 1 (gn + Рп)
min~ 24 Е [f \{yfgn+yfpn)
Из этих выражений видно, что минимальная высота
сечения алюминиевых изгибаемых элементов из условия
прогиба должна быть в RaiEst/RstEai раз больше сталь-
ных. Так, высота балки из сплава 1915Т должна быть
в 2,5 раза больше высоты балки из стали марки
ВСтЗпсб—1. Поэтому при проектировании балочных кон-
струкций, чтобы обеспечить предельный прогиб, наряду
с увеличением высоты конструкции целесообразно ис-
пользовать предварительное напряжение.
Балки со сплошными стенками оказываются выгод-
ными лишь при небольших пролетах (6—8 м). В алюми-
ниевых фермах, высота которых по условию предельного
прогиба должна быть больше высоты стальных ферм,
следует применять сложные системы решеток с неболь-
шой длиной сжатых стержней. В некоторых случаях ра-
ционально использование перекрестных систем и струк-
тур, для которых благодаря распределению усилий в двух
направлениях отношение h/l может быть принято мень-
шим, чем для плоских балочных систем.
Относительно высокое значение коэффициента темпе-
ратурной деформации atai= l,92a^z приводит к необхо-
димости устройства более частых деформационных швов.
Установленные нормами размеры температурных отсеков
зданий и сооружений из алюминия примерно в 2 раза
меньше, чем для стальных конструкций. Однако в стати-
чески неопределимых системах дополнительные напря-
жения, вызванные изменением температуры, благодаря
14—799
— 209 —
соотношению Еst/Еai^3, в алюминиевых конструкциях
составляет всего 2/з напряжений, возникающих в сталь-
ных конструкциях (при одинаковых геометрических ха-
рактеристиках элементов).
Относительно низкое значение модуля упругости необ-
ходимо также учитывать при разработке систем связей,
обеспечивающих устойчивость при разработке систем свя-
зей, обеспечивающих устойчивость и неизменяемость со-
оружения в целом в процессе монтажа и на период экс-
плуатации.
Особенность проектирования алюминиевых конструк-
ций — необходимость разработки нестандартных профи-
лей, обладающих требуемыми геометрическими характе-
ристиками сечений и формами, обеспечивающими удоб-
ство осуществления заводских и монтажных соединений.
При разработке таких профилей (которые могут быть
прессованными или гнутыми) необходимо учитывать тех-
нологические требования и рекомендации, изложенные
в Руководстве по формообразованию строительных алю-
миниевых профилей1. Необходимо учитывать особенности
изготовления конструкций на специализированных заво-
дах, оборудование на которых во многом отличается от
оборудования заводов МК.
12.2. НЕСУЩИЕ КОНСТРУКЦИИ
При проектировании несущих конструкций основной
недостаток алюминия (относительно низкий модуль уп-
ругости) можно компенсировать применением более же-
стких систем, таких как неразрезные балки, бесшарнир-
ные рамы и арки, купола и т. п. Следует отметить, что
напряжения, возникающие при применении статически
неопределимых систем в алюминиевых конструкциях,
вследствие более низкого модуля упругости материала
оказываются меньшими, чем в аналогичных конструкци-
ях из стали: температурные в 1,5 раза, а от осадки опор
почти в 3 раза. Благодаря тому же свойству материала
дополнительные напряжения от жесткости узлов или
в результате нарушения центрации осей элементов в уз-
1 ЦНИИпроектстальконструкция. Руководство по формообразо-
ванию (проектированию) строительных алюминиевых профилей (тех-
нологические рекомендации)//ЦИНИС Госстроя СССР, 1973 (см.
также ГОСТ 8617—81 *Е. Профили прессованные из алюминия й
алюминиевых сплавов).
— 210 —
А-А
Рис. 12.1. Арочное покрытие лабораторного корпуса пролетом 90 м
а — схема несущих конструкций; б — типы сечений прессованных профилей-
1 — арка трехгранного сечения; 2 — кровельные панели; 3 — сечение нижнего
пояса арки; 4 — сечение верхнего пояса арки; 5 — сечение элемента решетки
лах решетчатых систем в алюминиевых конструкциях
оказываются меньшими.
Приведем несколько примеров из отечественной прак-
тики, характеризующих возможности рационального ис-
пользования алюминия в несущих конструкциях. В 1963 г.
в районе Серпухова построен лабораторный корпус, в ко-
тором по эксплуатационным требованиям применение ма-
териалов, обладающих магнитными свойствами, являлось
нежелательным.
Несущие конструкции этого большепролетного соору-
жения спроектированы1 в виде бесшарнирных решетча-
тых арок пролетом 90 м со стрелой подъема 10 м (рис.
12.1, а). Круговое очертание арки обеспечило однотип-
ность ее отдельных элементов. В поперечном сечении ар-
ка представляет собой равносторонний треугольник со
стороной 2 м. Пояса и элементы решетки арок выполне-
ны из прессованных профилей (рис. 12.1,6). Материал—
сплав АВ, обладающий в состоянии после закалки и ис-
кусственного старения достаточно высокими показателя-
ми механических свойств (ов =330 МПа, о0,2=280 МПа),
Заводские и монтажные соединения выполнены на вы-
сокопрочных болтах из стали марки 40Х. Для предотвра-
1 Проект разработан институтом ЦНИИпроектстальконструкция,
14*
— 211 —
щения контактной коррозии стальные болты, гайки
и шайбы были кадмированы. Кровельное покрытие вы-
полнено из алюминиевых панелей, укладываемых по
верхним поясам арок.
Способность развитого замкнутого (трехгранного) се-
чения арок работать на кручение позволило осуществить
наиболее экономичную по расходу материала шарнирно-
консольную систему прогонов-панелей 12-метрового про-
лета (между осями арок). Конструкции монтировали ба-
шенными кранами, использовались временные передвиж-
ные опоры. Расход алюминия на 1 м2 площади пола
здания составил: в несущих конструкциях 13,9, на кро-
вельные панели 15 кг/м2 [6, 11, 13].
В том же здании установлен портальный кран проле-
том 86 м, грузоподъемностью 50 т. Стойки портала и ри-
гель криволинейного очертания выполнены из сплава
АВТ1. Затяжка, расположенная в уровне примыкания ри-
геля к стойкам, служащая одновременно балкой, по кото-
рой движется грузовая тележка, изготовлена из стали
марки 15ХСНД [6, 12]. Применение алюминия позволи-
ло снизить общую массу крана примерно на 30 %, что
привело к облегчению крановых путей и уменьшению
мощности механизмов движения.
В 1976 г. в Сочи построен концертный зал на 3000
мест. Два здания — зрительного зала площадью 4370 м2
и фойе площадью 1300 м2 — перекрыты структурами ше-
стигранного очертания в плане. Все стержни структуры
выполнены из труб диаметром 90—120 мм. Материал —
сплав 1915Т. Расход алюминия на покрытие зрительного
зала составил 22 кг/м2. Сравнительно невысокая сопро-
тивляемость материала коррозии в условиях морского
климата вызвала необходимость защиты конструкций
специальным лаком.
Конструктивная схема покрытия предусматривала
сборку конструкций из транспортабельных по размерам
пространственных пирамид (тетраэдров), объединяющих
в себе верхний пояс и решетку структуры, и из плоских
треугольников, образующих ее нижний пояс. Пирамиды и
треугольники изготовлены в заводских условиях с ис-
пользованием аргонно-дуговой сварки. Сборка конструк-
ций производилась соединительными элементами — ав-
тономными фланцами с фасонками на болтах. При мон-
таже выявился недостаток конструкции узлового
соединения (рис. 12.2). При сильной затяжке болта кон-
- 212 —
Рис. 12.2. Конструкция узлово-
го соединения структуры по-
крытия концертного зала в Со-
чи
1 — элемент структуры; 2 — фасон-
ка, приваренная к трубе; 3 — про-
ушина, приваренная к фланцу; 4 —
болт: 5 — сварной шов, крепящий
проушину к фланцу; 6 — фланец
плоского треугольника нижнего
пояса структуры
структивные зазоры между фасонкой и проушинами вы-
бирались и в сварных швах, крепящих проушины к флан-
цу, возникали большие изгибные напряжения, которые
приводили к появлению трещин. В результате в некото-
рых узлах швы пришлось усиливать [4].
При исследовании тонколистовых металлических кон-
струкций типа оболочек разных форм и кривизн было
выявлено, что применение в них алюминия взамен стали
нередко оказывается особенно эффективным. Например,
толщина стальных мембран даже при больших пролетах
(50—80 м) принимается по соображениям возможной
коррозии в 2—3 раза большей, чем это требуется, исходя
из расчета на прочность; при замене стали алюминием,
обладающим высокой коррозионной стойкостью и соот-
ветствующей прочностью, расход металла (по массе)
можно снизить в 4—6 раз.
Одним из достоинств металлических оболочек явля-
ется возможность создания конструкций, выполняющих
одновременно несущие и ограждающие функции.
Применение алюминия в конструкции оболочки, об-
разующейся при нагружении плоской мембраны, к тому
же оказывается выгодным по условию работы опорного
кольца, усилия в котором получаются меньшими, чем
при креплении к нему стальной оболочки, поскольку
Est~3£aZ. Расчетная толщина алюминиевой оболочки
- 213 —
пролетом до 30 м не превышает 0,5 мм. Однако сварка
столь тонких алюминиевых листов в условиях строитель-
ной площадки связана с большими трудностями. Поэто-
му особый интерес представляет разработанная
ЦНИИСК им. В. А. Кучеренко конструкция мембранного
покрытия из переплетенных лент (не свариваемых меж-
ду собой) [16].
Такая мембрана делается раскаткой на ровной по-
верхности рулонированного тонколистового алюминия
(лент) поочередно в двух направлениях. Эта операция
достаточно проста и не требует много времени.
Концы переплетенных лент закрепляются на опорном
контуре с помощью прижимных планок высокопрочными
болтами. Опорный контур с прикрепленной к нему мем-
браной и уложенным на ней утеплителем поднимается
на проектную отметку. Для формообразования оболочки,
которое происходит в упругопластической стадии работы
металла, мембрану приходится временно догружать.
После снятия пригруза по утеплителю делают цементную
стяжку, по которой наклеивают водоизоляционный ковер.
Общая масса конструкции должна немного превышать
ветровой отсос. Для удаления атмосферных осадков
в центре оболочки устраивается водоотвод. Требуемая
форма оболочки может быть получена и другим путем,
без трудоемкой операции пригруза. Между лентами
в процессе их переплетения прокладывают обрезки досок
определенной толщины. Формообразование оболочки
происходит во время удаления досок в результате выбора
образующейся при этом слабины между лентами.
Перекрытия из переплетенных лент могут осущест-
вляться на круговом, эллиптическом и прямоугольном
планах. Первый из них предпочтителен исходя из условий
работы опорного контура.
Толщина листов в конструкции из переплетенных
лент в первом приближении
k(g + р) D8
8fR
где g+p — суммарная интенсивность постоянной и временной нагру-
зок; R — расчетное сопротивление материала лент, которое может
быть принято с учетом упрочнения материала в результате нагартов-
ки, происходящей при вытяжении лент при формообразовании обо-
лочки; k — коэффициент, учитывающий работу лент второго направ-
ления; значение этого коэффициента при круговой форме плана
можно принять 0,585; D — внутренний диаметр конструкции опор-
ного контура; f — стрела провеса в центре покрытия (‘/го—‘/25).
- 214 —
Оболочки из переплетенных лент применены в ряде
сооружений. Первым был клуб-столовая в поселке Крас-
нове (Московской обл.). Здание имеет цилиндрическую
форму диаметром 23 м и высоту у опор 6,2 м. Сечение
железобетонного опорного контура — прямоугольное
60X90 см. Толщина лент при полной расчетной нагруз-
ке 3,5 кН/м2 равна 0,5 мм. Расход алюминия составил
менее 3 кг/м2.
Аналогичные решения использованы в проекте кино-
зала (£> = 30 м) в Переделкино (Московская обл.), ки-
ноконцертного зала (£) = 22*м) в санатории «Горки
Ленинские», выставочного павильона нефтяной промыш-
ленности на ВДНХ в Москве. Толщина лент летнего ки-
ноконцертного зала в ЦПКиО Казани при диаметре кон-
тура 40 м и расчетной нагрузке 3,45 кН/м2 равна 1,5 мм.
Опорный контур оболочки представляет собой простран-
ственную ферму трапециевидного сечения, верхняя грань
которой наклонена под углом касательной к поверхности
оболочки в месте ее примыкания к контуру [16].
Одним из крупных сооружений, в покрытии которого
использована ленточная оболочка, является крытый кол-
хозный рынок в г. Сумы. При диаметре перекрываемой
оболочкой центральной части здания 72 м, стреле прове-
са 3,6 м и расчетной нагрузке 1,7 кН/м2 толщина лент из
сплава марки АМгб принята 1,5 мм. Расход алюминия
составил немногим более 8 кг/м2 площади пола.
Несомненный интерес представляют конструкции ку-
польных покрытий, разработанные в институте
ЦНИИПСК1- Каркас покрытия в виде сетчатой оболоч-
ки с треугольными ячейками собирается из алюминие-
вых стержней, соединяемых между собой через узловые
детали на высокопрочных болтах (рис. 12.3). За основу
геометрической схемы принята правильная сферическая
сеть Чебышева, каждая треугольная ячейка которой яв-
ляется равнобедренной. Стержни из прессованных про-
филей могут быть замкнутого или открытого сечения.
Узловой деталью служит отрезок шестилучевого прессо-
ванного профиля (рис. 12.3,6). Каркас монтируется от
опорного контура к вершине ярусами, поэлементно, вруч-
ную с легких передвижных подмостей или с использова-
нием автомобильного крана.
1 Савельев В. А. Новые конструктивные решения металлических
сетчатых оболочек//ЦНИИпроектстальконструкния. — М., 1977,
вып. 21.
— 215 —
Рис. 12.3. Сетчатый купол со стержнями из прессованных профилей
« — общий вид; б — типовой узел; / — узловая деталь; 2 — стержни; 3 — кро-
вельная панель; -/ — накладка; 5 —тарелка; 6 — шпилька
Кровельным покрытием служат плоские алюминие-
вые листы толщиной 1 мм, укладываемые внахлест с пе-
репуском на 60 мм, крепящиеся к стержням каркаса
планками на самонарезующих винтах М8. Между листа-
— 216 —
ми в местах нахлеста наносится тиоколовая мастика.
Герметизация в узле обеспечивается установкой специ-
альной штампованной тарелки с резиновой прокладкой,
которая прижимается шпилькой, закрепленной в узло-
вой детали. Покрытие может быть выполнено в холодном
и утепленном вариантах. Панели утепления крепятся в
узлах каркаса с внутренней стороны.
Подобные конструкции применены в выставочных
павильонах диаметром 20 м в г. Видном, на ВДНХ и
в сооружении «Искусственный небосвод» в виде двух
сетчатых оболочек диаметром 16,8 и 22,4 м, смонтиро-
ванных в 1980 г. в здании лаборатории светотехники
НИИСА в Москве. Плавательный бассейн подмосковно-
го пансионата «Березки» перекрыт шестилепестковой
сетчатой оболочкой диаметром 40 м.
Весьма перспективно применение сетчатых оболочек
для строительства сооружений в районах высокой сейс-
мичности. Расход алюминия на купольное покрытие диа-
метром 65 и высотой 17,8 м, спроектированное для райо-
на с сейсмичностью в 9 баллов, составил 27,3 кг/м1 2 пере-
крываемой площади1.
Опоры ЛЭП из сплава АД35Т1 с поясами из прессо-
ванных профилей рациональной формы сечения (рис.
12.4) оказались легче аналогичных стальных в 2—2,3 ра-
за. Они не требуют защиты от коррозии. При условии
прокладки линии в труднодоступных районах и транс-
портировании к месту установки на расстояние 80—
100 км вертолетом суммарные затраты оказываются
меньшими, чем если бы это были стальные опоры анало-
гичной конструкции [9]. С учетом эксплуатационных
расходов в течение 40—50 лет (только по окраске сталь-
ных опор), которые оказываются равными первоначаль-
ной стоимости строительства линии, эффект от примене-
ния алюминия в опорах ЛЭП, возводимых в труднодо-
ступных районах, оказывается неоспоримым.
В СССР сооружено достаточно большое количество
алюминиевых опор. Например, участок ЛЭП — 330 кВ
с применением алюминиевых опор портального типа на
оттяжках осуществлен в горах Кавказа2.
1 Савельев В. А., Ломбардо И. В., Кречетова Т. А. Сетчатый сфе-
рический купол диаметром 65 м для производственного корпуса в
Душанбе. Вып. 10(88) сер. XVII/ЦИНИС Госстроя СССР. Проекти-
рование металлических конструкций. Реф. информ. — М., 1978.
2 Опоры ЛЭП спроектированы институтом Энергосетьпроект.
— 217 —
6)
Рис. 12.4. Промежуточная опора ЛЭП портального типа
а — общий вид; б — типы сечений прессованных профилей, используемых в
поясах стоек портала; / — при трехгранном очертании стоек; 2 — то же, при
четырехгранном очертании
Представляет интерес разработанная НИИ Мини-
стерства нефтяной промышленности СССР совместно
с Куйбышевским ИСИ вышка для разведочного бурения
скважин, транспортирование и монтаж которой рассчи-
таны на использование вертолета. Масса трехгранной
алюминиевой вышки высотой около 60 м составляет 16 т,
что в 2,5 раза меньше стальной того же назначения.
Применение алюминия целесообразно и для теплиц,
конструкции которых круглый год находятся в условиях
повышенной влажности. Примером служат теплицы, по-
строенные в 1978 г. в Истринском районе Московской
- 218 —
Рис. 12.5. Конструкция теплицы
а — поперечный разрез; б — продольный разрез; в — узлы А и Б; 1 — ригель!
2 — стойка; 3— прогон; 4 — светопрозрачная панель; 5 — вертикальная сйязь
обл. [3, 6]. Схема основных элементов каркаса теплицы
решена в виде двухпролетной рамы 2X36 м при шарнир-
ном сопряжении неразрезного ригеля со стойками (рис.
12.5). Ригели трехгранного очертания высотой 1,87 и ши-
риной 3 м. Все элементы ригеля выполнены из алюми-
ниевых труб диаметрами 120X6, 120x3,5, 100X3 и
70X3; заводские соединения — сварные. Каждый ригель
опирается на шесть стоек высотой 2,8 м, обе крайние
стойки из стальных труб диаметром 127 мм имеют шар-
нирное опирание, что обеспечивает свободный поворот
стойки при температурных деформациях ригеля.
Шаг рам (в осях) принят 6 м, что позволяет крепить
горизонтальные витражи пролетом 3 м к нижним поясам
ригелей.
Усилия от ветровой нагрузки, действующей на боко-
вые ограждения теплицы, передаются на фундамент
через средние стойки рам; устойчивость рам при дейст-
вии ветра на торец сооружения обеспечивается верти-
кальными связями, установленными между стойками
рам через каждые 15—18 м.
Светопрозрачные кровельные панели подвешены
к нижним поясам ригелей, что обеспечивает оптимальное
использование объема помещения и необходимый пар-
никовый эффект при экономии тепла. Стеновое огражде-
ние навешено с внутренней стороны наружных стоек.
При таком конструктивном решении все основные эле-
менты каркаса находятся вне агрессивного воздействия
внутренней среды (пар, химикаты и т. п.).
Ригели рам выполнены из сплава 1915Т, элементы
витражей (прессованные профили) из сплава АД31Т.
Ригель рамы собирается из шести отправочных марок
длиной 12 м и массой 330 кг каждая. Соединения на
болтах из нержавеющей стали марки 2X13.
Расход алюминия на 1 м2 площади пола теплиц со-
ставил всего 7,2 кг, в том числе 4,5 кг на ригели и 2,7 кг
на витражи.
12.3. КОНСТРУКЦИИ, СОВМЕЩАЮЩИЕ НЕСУЩИЕ
И ОГРАЖДАЮЩИЕ ФУНКЦИИ
К числу алюминиевых конструкций, выполняющих
одновременно несущие и ограждающие функции, обычно
относят: кровельные и глухие стеновые панели; блоки
покрытий с предварительно напряженными обшивками;
— 220 —
пространственные конструкции покрытий зданий; емко-
сти для хранения продуктов, переработки и транспорти-
рования жидкостей и газов (резервуары, газгольдеры,
продуктопроводы и т. п.). Для конструкций этой группы,
так же как и для ограждающих конструкций, особенно
большое значение имеет коррозионная стойкость мате-
риала, а для зернохранилища — нетоксичность мате-
риала.
12.3.1. Панели. Различают каркасные и бескаркасные
алюминиевые панели [1, 15, 18]. Бескаркасные панели
имеют сравнительно небольшую несущую способность
и чаще используются как стеновые. Устойчивость обши-
вок из тонких алюминиевых листов обеспечивается бла-
годаря приклеенному (или припененному) к ним слою
утеплителя, обладающего необходимой жесткостью.
Бескаркасные алюминиевые панели изготовляют, как
правило, на специализированных заводах, с использова-
нием соответствующего оборудования, которое обеспе-
чивает высокую производительность и качество продук-
ции. Так, на Воронежском заводе строительных алюми-
ниевых конструкций им. Ф. Б. Якубовского налажено
массовое производство стеновых панелей трехслойной
конструкции с заполнением пенополиуретаном между
двумя алюминиевыми листами. Панели выпускаются
двух основных типов: рядовые (ПР) и угловые (ПУ)
длиной 2,4—7,2 м, толщиной 35, 50 и 80 мм.
В некоторых случаях панели приходится проектиро-
вать исходя из предъявляемых к ним конструктивных
и эксплуатационных требований. Показателен пример
использования специально разработанных панелей бес-
каркасного типа в здании для установки оптического
телескопа, построенного в 1975 г. в горах Северного Кав-
каза, на высоте более 2000 м. Проект разработан в
ЦНИИПСКе.
Здание представляет собой башню, перекрытую вра-
щающимся куполом. Диаметр круга катания этого, не
имеющего себе равного в мире купола подобного назна-
чения, 44,2 м, а высота вместе с забралом 30,6 м (рис.
12.6). Забрало закрывает смотровую цель шириной 11 м
и длиной более 40 м (по сфере). Несущие конструкции
выполнены из стали марки 10Г2С1.
Малейшие колебания воздуха, создаваемые тепловы-
ми потоками внутри здания, являются помехами при на-
блюдениях, поэтому ограждающие конструкции спроек-
— 221 —
Рис. 12.6. Здание оптического
телескопа
а — общий вид: б — поперечный
разрез; 1 — наружная оболочка;
2 — внутренняя оболочка
тированы в виде двух сферических оболочек, отстоящих
на 1,5—2 м одна от другой. Чтобы снизить массу ограж-
дающих конструкций, панели, из которых образуются
оболочки, приняты облегченными; пенопласт ПХВ-1 про-
ложен между двумя листами алюминия марки АМг2Н2
толщиной 2 мм.
Наружная оболочка, обеспечивающая защиту от сол-
нечной радиации и предотвращающая нагрев несущих
металлических конструкций купола, спроектирована из
панелей с толщиной пенопласта 60 мм. Панели внутрен-
ней оболочки, служащей теплоизоляционным ограждени-
— 222 —
ем подкупольного пространства, имеют толщину 110 мм.
Масса панелей составляет в среднем 22 кг/м2.
В стеновых панелях нижней (башенной) части здания
слой пенопласта принят 140 мм, а листы t= 1,5 мм.
Окаймляющие ребра панелей сделаны из бакелизиро-
ванной фанеры, что гарантирует от возникновения мос-
тиков холода.
Кроме глухих панелей в этой части здания использо-
ваны панели с окнами, переплеты которых изготовлены
из сплава АД31Т1. Такое решение в условиях высокогор-
ного строительства позволило получить существенный
экономический эффект, по сравнению с обычным реше-
нием стен, которые исходя из теплозащитных свойств
должны иметь толщину: 1000 мм — кирпичные, 600 мм —
керамзитобетонные.
Несущие и ограждающие конструкции забрала вы-
полнены из алюминия. Основная часть забрала состоит
из двух сварных сплошностенчатых двутавровых балок
криволинейного очертания и опирающихся на них ферм
из труб. Панели ограждения крепятся к прогонам из
прессованных двутавров с полками, усиленными буль-
бами.
Все заводские соединения алюминиевых конструкций
выполнены ручной аргонно-дуговой сваркой неплавя-
щимся электродом, монтажные соединения — на сталь-
ных кадмированных болтах.
Каркасные панели обладают большей несущей спо-
собностью, чем бескаркасные. Их конструктивное реше-
ние может быть весьма различным [13]. Обшивка таких
панелей выполняется из плоских или профилированных
листов (см. гл. 5, п. 5.2).
Особый интерес представляют панели с обшивками
из тонких листов, способных работать на сжатие благо-
даря предварительному напряжению. Известно несколь-
ко способов создания предварительного напряжения об-
шивок: распорный, изгибный, линейный.
Панели, напрягаемые распорным способом, состоят
из ячеек, в центре каждой из которых имеется болт. На-
пряжение обшивок осуществляется ввинчиванием болта,
распирающим обшивки, или завинчиванием гайки, в ре-
зультате чего обшивки сближаются (рис. 12.7). Приме-
ром конструктивного решения, в котором использован
распорный способ, являются панели стенового огражде-
ния Якутской ГРЭС и Билибинской АЭС.
- 223 —
Рис. 12.7. Панель с обшивками, напрягаемыми распорным способом
а — общий вид; б — разрез по А—А для случая с распираемыми обшивками;
в — то же, при стягиваемых обшивках; 1 — обшивки; 2 — обвязка из уголков;
3 — бакелиэированная фанера; 4 — распорный болт; 5 —стяжной болт
Рис. 12.8. Создание напряже-
ния панели изгибным способом
а — полупанели с обшивками, при-
крепленными к изогнутым поясам;
б — собранная панель; в — сечение
верхней полупанели и эпюры воз-
никающих напряжений; 1 — после
выгиба поясов; 2 — после обратно-
го выгиба; 3— суммарная
Каркас такой панели состоит из уголков 30Х30Х
Х2,5 мм (сплав АВТ), соединенных между собой листом
бакелизированной фанеры размером 130Х 10 мм. По дли-
не панель делится поперечными ребрами того же сече-
ния, что и каркас, на четыре квадратных ячейки. В цент-
ре каждой ячейки имеется стяжное устройство, с по-
мощью которого в обшивках из листа толщиной 1 мм
(сплав АМгМ) создается предварительное напряжение
растяжения.
Все соединения — клеезаклепочные. В качестве утеп-
лителя использованы полужесткие минераловатные ма-
ты. Расход алюминия 7,9 кг/м2. Распорный способ на-
пряжения тонких листов получил дальнейшее развитие
при напряжении мембранных панелей, укладываемых
по структурным конструкциям [17]. Предварительное
напряжение создается с помощью стоек, упирающихся
одним концом в нижние узлы структуры и имеющих на
другом конце болтовое устройство. При вывинчивании
— 224 —
болта из гайки, закрепленной на стойке, лист кровли
подпирается и в нем возникают растягивающие напря-
жения. Такая конструкция была использована в покры-
тии Дворца спорта в Иркутске.
При изгибном способе натяжения обшивки листы
15—799
— 225 -
прикрепляются к элементам каркаса, заранее изогнутым
в разные стороны (рис. 12.8, о). Затем полупанели вы-
прямляют и соединяют решеткой. При этом в листах об-
шивок возникают растягивающие напряжения (рис.
12.8, в), величина которых зависит от степени начально-
го выгиба элементов каркаса, их жесткости и толщины
листов обшивки. Чтобы лучше использовать материал,
верхнюю и нижнюю полупанели следует делать различ-
ной жесткости, а для уменьшения прогиба панелям мож-
но придавать строительный подъем.
Конструкция панели, напрягаемой изгибным спосо-
бом, показана на рис. 12.9. Фермочки в торцах панели
служат для восприятия усилий распора в листе обшивки.
Решетка, соединяющая полупанели, из стальных угол-
ков, обладающих меньшей теплопроводностью, чем алю-
миниевые,-крепится к элементам каркаса на болтах. Для
разрыва мостиков холода между уголками и элемента-
ми каркаса поставлены прокладки из прессованного кар-
тона, обе стороны которых смазаны эпоксидным клеем,
что препятствует контакту между сталью и алюминием.
Внутри панели укладывается эффективный теплоизоля-
ционный материал.
Алюминиевые кровельные и стеновые панели с об-
шивками, напряженными изгибным способом, впервые
были применены при строительстве здания ТЭЦ Бай-
кальского целлюлозно-бумажного комбината [2, 11, 15].
Применение на этом объекте 20 тыс. м2 кровельных и
6 тыс. м2 стеновых панелей позволило значительно сни-
зить массу ограждающих конструкций, что, в свою оче-
редь, привело к уменьшению расхода стали на несущие
конструкции на 550 т, к снижению транспортных расхо-
дов и сокращению объема строительно-монтажных ра-
бот. Позднее панели такой же конструкции, в еще боль-
шем объеме, были применены на строительстве зданий
Селенгинского целлюлозно-картонного комбината [15].
При линейном способе натяжение обшивок осущест-
вляется домкратами или какими-либо другими приспо-
соблениями. Представляет интерес способ, разработан-
ный в ЦНИИСК им. В. А. Кучеренко и получивший
название способа щеколды. Сущность его заключается
в следующем: нижняя обшивка прикрепляется к элемен-
там каркаса заранее; верхняя обшивка крепится перво-
начально только к торцовым фермочкам; при сборке одна
из этих фермочек соединяется раскосами с элементами
— 226 —
Рис. 12.10. Создание
предварительного напря-
жения панели способом
щеколды
1 — обшивка; 2 — элемент
верхней полупанели; 3 —
элементы решетки; 4 — тор-
цевые фермочки
нижней полупанели, другая вследствие разности длин
обшивки и элемента верхней полупанели оказывается
в наклонном положении. При нажиме эта фермочка при-
водится в горизонтальное положение и закрепляется рас-
косами, при этом верхняя обшивка оказывается напря-
женной (рис. 12.10).
Расход металла в кровельных панелях такой конст-
рукции размером 12x3 м, рассчитанных при норматив-
ной снеговой нагрузке 1 кН/м2, составил: 12,6 кг/м2 пло-
щади пола, в том числе алюминия (марки АВ) 8,6 кг
и стали 4 кг. Для панелей размером 18x3 м при той же
нагрузке не намного больше — всего 17 кг/м2 (соответ-
ственно 10 и 7 кг).
12.3.2. Блочные конструкции с предварительно напря-
женными обшивками. Дальнейшее увеличение пролета
панели привело к созданию блоков для покрытий сред-
них и больших пролетов. По характеру работы блоки
с предварительно напряженными обшивками существен-
но отличаются от обычных систем с жестким настилом.
Основные особенности их работы следующие: включение
тонколистовых обшивок в работу продольных элементов
каркаса и геометрическая нелинейность напряженного
состояния, обусловленная развитием цепных усилий
в верхней обшивке при действии на нее поперечной на-
грузки (см. гл. 5, п. 5.3).
Первые блоки из алюминия пролетом 30 м были ис-
пользованы в покрытии выставочного зала Всесоюзного
института легких сплавов (ВИ Л С). В 1978 г. было за-
вершено строительство Ледового дворца в Москве, где
применены блоки пролетом 60 м. Расход алюминия в
конструкциях покрытий этих сооружений составил соот-
ветственно 13 и 20,5 кг/м2.
Транспортирование большеразмерных конструкций
с завода на строительную площадку вызывает значитель-
15*
— 227 —
ные трудности, поэтому блоки приходится членить на
отправочные элементы. По способу членения на элемен-
ты заводского изготовления блочные конструкции могут
быть условно разделены на блочные (или собственно
блочные) и панельно-блочные.
Блочные конструкции представляют собой простран-
ственный каркас с обшивкой из рулонированных листов,
натяжение которых осуществляется на монтажной пло-
щадке. Каркас блока образуется двумя продольными
фермами, поперечными ребрами, устанавливаемыми
в уровнях поясов ферм, и вертикальными связями. Функ-
ции горизонтальных связей выполняют сами напряжен-
ные обшивки (см. рис. 5.5).
Нижней обшивки может и не быть. Однако устройст-
во ее целесообразно, особенно если в межферменном
пространстве имеются различные коммуникации, кото-
рые следует закрыть. По нижней обшивке удобно укла-
дывать утеплитель. Подвесной потолок уменьшает отап-
ливаемый объем здания. Создание предварительного
напряжения в нижней обшивке необходимо для более
равномерного включения ее в совместную работу с ниж-
ними поясами ферм на действующие нагрузки, а также
для выравнивания поверхности потолка. Усилия тяже-
ния обшивок передаются на пояса ферм через горизон-
тальные фермочки, установленные по торцам блока.
Поперечные ребра в уровне поясов ферм служат про-
межуточными опорами для обшивок при работе их на
поперечные нагрузки. Совместная работа обшивок с по-
ясами ферм и поперчными ребрами обеспечивается соот-
ветствующими креплениями.
Продольные усилия в стержнях ферм от внешних
нагрузок определяются обычным способом. Моменты в
поясах от вертикальной составляющей местной нагруз-
ки определяются, как в неразрезной балке, при этом ха-
рактер распределения нагрузки на участках между узла-
ми ферм устанавливается по грузовым площадям.
Горизонтально действующие нагрузки (цепные усилия),
приложенные к поясам ферм двух соседних блоков, вза-
имно уравновешиваются. В крайней ферме торцевого
блока влияние нагрузки вызывает изгиб пояса в гори-
зонтальной плоскости, что должно быть учтено расчетом.
Панельно-блочная конструкция состоит из предваритель-
но напряженных панелей, соединенных элементами ре-
шетки и поперечными связями (см. рис. 5.6).
— 228 —
12.3.3. Пространственные конструкции. Пространст-
венные конструкции покрытий зданий, в которых несу-
щие и ограждающие функции совмещены, могут быть
чрезвычайно различны по своей форме и конструктивно-
му решению.
Однослойные (неутепленные) покрытия полигональ-
ного очертания из гнутых алюминиевых листов разрабо-
таны в УкрПСК и применяются для складов, мастерских
и других зданий [1, 6]. При транспортировании секции
складываются в компактные пакеты. Сборка осущест-
вляется на стальных оцинкованных болтах. Расход алю-
миния при пролетах здания 12, 18 и 24 м соответственно
9,3, 11,4 и 14 кг/м2 перекрываемой площади.
Купольные и сводчатые покрытия, монтируемые на
болтах, состоят из многократно повторяющихся ромбо-
видных панелей, согнутых из алюминиевых листов тол-
щиной 2—4 мм [1, 4]. Так, в покрытии лабораторного
корпуса, спроектированного в виде купола диаметром
76 м в основании и высотой 16,7 м, принято семь типо-
размеров панелей. Расход металла составил менее
18 кг/м2 перекрываемой площади. Конструкция куполов
из ромбовидных элементов разработана в ЛенЗНИИЭПе.
Покрытия сводчатого очертания из ромбовидных элемен-
тов отличаются от купольных значительно большей
повторяемостью элементов.
12.3.4. Емкости для хранения зерна. Сооружение зер-
нохранилищ— одно из наиболее перспективных направ-
лений использования алюминия в строительстве. Метал-
лические и особенно алюминиевые емкости для хранения
зерна по сравнению с железобетонными обладают ря-
дом преимуществ, главными из которых следующие:
значительное снижение собственного веса и высокая
транспортабельность конструкций;
резкое сокращение объемов и сроков возведения со-
оружения;
обеспечение надежной герметизации при нетоксичнб-
сти материала конструкции.
В настоящее время в Советском Союзе разработаны
различные конструкции зернохранилищ из алюминия.
Наиболее распространены решения силосного (бункер-
ного) типа, состоящие из ячеек призматической или ци-
линдрической формы.
Одним из удачных решений, проверенных на практи-
ке в колхозе «Адажи», Латвии следует считать конст-
— 229 —
4
Рис. 12.11. Алюминиевое зернохранилище силосного типа
в — силосная башня; б — стадии образования замкового соединения листов;
1 — лист с отформованными кромками; 2 — начальная стадия образования
замка; 3— то же, промежуточная; 4 — окончательный вид замкового соедине-
ния
рукцию алюминиевого зернохранилища на 100 т*. Это ме-
ханизированный комплекс из четырех ячеек цилиндриче-
ской формы диаметром— бивысотой Им (рис. 12.11,а).
В основу конструкции положена технология монтажа
оболочки путем спиральной навивки рулонированного
листа, методом подращивания. Монтаж осуществляется
специальной машиной (SM-10) .
Рулонированный лист шириной 495 мм и толщиной
3 мм заправляют в профилирующее устройство, из кото-
рого он выходит с заданной кривизной и отформованны-
ми кромками. Затем этот лист поступает в фальцовочное
устройство, где в процессе навивки образуется замковое
соединение (рис. 12.11,6).
По завершении трех-четырех витков навивки на верх-
ний горизонтально срезанный контур оболочки устанав-
ливается крыша силоса, после чего навивка продолжа-
ется вплоть до достижения проектной высоты. Затем
после горизонтальной обрезки нижнего контура оболоч-
ки производят крепление силоса к фундаменту. Всю не-
обходимую технологическую оснастку производят в про-
цессе навивки оболочек.
Опыт сооружения зернохранилищ в колхозе «Адажи»
показал, что монтаж конструкции силоса занимает всего
* Применение алюминиевых сплавов в сельском хозяйстве/Под
ред. А. Ф, Белова, Ф, И. Квасова//ВИЛС. — 1982.
— 230 —
20—25 ч, а полностью готовое к эксплуатации зернохра-
нилище на 1000 т может быть осуществлено бригадой
в пять человек менее чем за 100 ч. Таким образом, об-
щая трудоемкость монтажа алюминиевого зернохрани-
лища силосного типа вместимостью 1000 т составляет
всего 60—80 чел.-дней, тогда как на строительство желе-
зобетонного секционного зернохранилища напольного
типа той же вместимости (тип 813-119), приходится за-
трачивать более 2500 чел.-дней.
12.3.5. Емкости для жидкостей и газов. В связи с бур-
ным развитием нефтегазовой и химической промышлен-
ности потребность в резервуарах, газгольдерах, продук-
топроводах и других подобных конструкциях непрерыв-
но возрастает. Стальные конструкции при наличии
агрессивной среды оказываются весьма недолговечными.
Например, средний срок эксплуатации резервуара, име-
ющего верхние листы корпуса из стали t=4 мм и кров-
лю /=3 мм, при хранении нефти с высоким содержани-
ем серы не превышает шести лет. Поэтому, начиная
с 1959 г., в СССР осуществлялось строительство биме-
таллических резервуаров с кровлей и верхним поясом
из сплава АМг. Соединение алюминиевой части со сталь-
ной — фланцевого типа на болтах, с изолирующей про-
кладкой между фланцами.
С началом интенсивной добычи нефти в труднодо-
ступных восточных и северных районах страны проблема
борьбы с коррозией стальных резервуаров приобрела
еще большую остроту в связи с высоким содержанием
серы в добываемой там нефти, а также крайне неблаго-
приятными условиями эксплуатации: заболоченность
местности, обильные осадки, низкие температуры.
Как показали исследования1, замена в этих условиях
стальных резервуаров алюминиевыми приводит к сниже-
нию массы конструкций на 30—60%, стоимости транс-
портирования на 25—50 %, при резком снижении экс-
плуатационных расходов и увеличения межремонтного
периода в 4—8 раз. Последнее обстоятельство имеет
особенно важное значение для эксплуатации сооружений
в отдаленных районах страны.
За последние годы возросла потребность в изотерми-
ческих резервуарах для хранения сжиженных газов, мно-
1 Лукиенко М. И. Резервуары из алюминиевых сплавов для хра-
нилищ коррозионно-активных жидкостей//Минмонтажспецстрой
СССР. ЦБНТИ. — Сер. 1: Монтажные работы. Вып. 5. — М., 1982.
- 231 —
гие из которых агрессивны в отношении к обычным стро-
ительным сталям. Применение алюминия для внутренней
оболочки такого резервуара оказывается особенно эф-
фективным, благодаря его коррозионной стойкости и на-
дежности при низких температурах хранения продукта.
13.4. ОГРАЖДАЮЩИЕ КОНСТРУКЦИИ
В современном строительстве алюминий наиболее
широко применяют в ограждающих конструкциях: вит-
ринах, витражах, перегородках, подвесных потолках,
окнах, дверях и тамбурах. Большинство этих конструк-
ций изготовляют на специализированных заводах
(ЗСАК) в соответствии с имеющейся на них номенкла-
турой изделий. Применение прессованных профилей
сложной формы позволяет упростить изготовление и по-
лучить конструкции высокого качества [1].
К числу ограждающих относят также конструкции
стен и кровель, выполняемые непосредственно на строи-
тельной площадке из профилированных или гладких
листов [1, 6]. Профилированные листы имеют сравни-
тельно небольшую длину (обычно в пределах 6 м).
Крепление их к прогонам кровли или ригелям стенового
фахверка осуществляется самонарезающими винтами
или болтами.
Одним из примеров рационального применения алю-
миния в качестве ограждающих конструкций может
служить устройство внутренней облицовки вытяжных
башен-градирен со стальным каркасом. Использование
алюминия в таких башнях, работающих в условиях вы-
сокой влажности и большого перепада температур на-
ружного воздуха, обусловлено антикоррозионными свой-
ствами материала. Еще в 1957 г. в Сибири были постро-
ены первые 15 вытяжных башен-градирен высотой 65 м,
с внутренней облицовкой из волнистых алюминиевых
листов, крепящихся болтами к элементам стального
каркаса1. В последующие годы подобная конструкция
была успешно использована при строительстве градирен
во многих районах страны [3].
Несомненный интерес представляет новый вид
ограждающих конструкций — из гладких листов — лент,
1 Проект разработан Ленинградским отделением института Теп-
лоэлектропроект.
- 232 —
Рис. 12.12. Лабораторный корпус НИИ кабельной промышленности
в Москве с ограждающими конструкциями из алюминиевых лент
напрягаемых в процессе монтажа. Применение алюми-
ниевых лент большой длины, поставляемых на строи-
тельную площадку с завода в рулонах, без какой-либо
дополнительной обработки позволяет одновременно со-
кратить число стыков, ускорить процесс монтажа и сни-
зить стоимость ограждающих конструкций [17].
В настоящее время такие конструкции применены
на нескольких объектах. Наиболее показателен из них
лабораторный корпус ВНИИ кабельной промышленно-
сти, возведенный в Москве в 1978 г. (рис. 12.12). Здание
имеет размер в плане 90X45 м и высоту 36 м*. Каркас
здания рамный. Стойки и ригели рам трехгранного очер-
тания. Конструкция стенового ограждения трехслойная.
Наружный слой из ленты шириной 1,2 м, толщиной
I мм. Средний термоизолирующий слой из жестких ми-
нераловатных плит, укладываемых по фахверку. Вну-
тренняя обшивка из асбестоцементных листов.
При устройстве стенового ограждения рулонировэнные
ленты раскатывали с помощью крана сразу на всю вы-
соту здания. Натяжение лент осуществлялось болтами,
закрепленными в опорные элементах каркаса. Наклон-
ные грани трехгранных ригелей обшивались тремя лента-
* Проект разработан в ЦНИИСК им. В. А. Кучеренко совмест-
но с Кабельпромпроектом.
— 233 —
Ми шириной 1,5 м, которые протягивались из рулона
горизонтально на всю длину блока и затем напрягались.
Углы пилястр и гребни ригелей накрывались натель-
никами из гнутых алюминиевых полос, которые крепи-
лись вместе с предварительно напряженными лентами
ограждения к специальному фахверку самонарезающи-
ми болтами. Стоимость ограждающих конструкций из
алюминиевых лент оказалась ниже традиционных реше-
ний из железобетона. Следует отметить, что принятое
решение было обусловлено также технологическими тре-
бованиями — необходимостью иметь вокруг испытатель-
ного зала металлический экран.
12.5. ЗАЩИТА КОНСТРУКЦИЯ ОТ КОРРОЗИИ
Относительно высокая по сраснению со строительны-
ми сталями коррозионная стойкость алюминия — след-
ствие его химической активности к кислороду, благода-
ря чему на поверхности изделия быстро образуется
защитная окисная пленка, имеющая плотное строение
и хорошее сцепление с металлом.
Чем выше чистота алюминия и чем ровнее поверх-
ность изделия, тем более прочная пленка на ней образу-
ется. Наличие в составе алюминиевых сплавов меди, же-
леза, никеля и некоторых других металлов даже в очень
небольших количествах снижает плотность окисной
пленки и, следовательно, уменьшает коррозионную стой-
кость материала. Присутствие кремния, марганца, кад-
мия практически не влияет на свойства пленки. Добавки
магния, титана, ванадия способствуют повышению кор-
розионной стойкости сплавов. Однако при содержании
магния более 4—5 % У сплавов появляется склонность
к межкристаллитной коррозии.
Царапины, надрезы и другие дефекты на поверхности
изделия нарушают целостность пленки и способствуют
ускоренному развитию коррозии. На коррозионную стой-
кость алюминия влияет также режим термической
обработки (при которой изменяется фазовый состав
сплава).
Для алюминиевых сплавов, наряду с равномерной
поверхностной коррозией, характерна местная точечная,
которая на тонких листах при определенных условиях
может привести к образованию сквозных отверстий.
Интенсивность коррозии определяется степенью раз-
— 234 —
рушающего воздействия внешней среды на окисную
пленку. Наиболее агрессивными по отношению к алюми-
нию являются соляная кислота, щелочные растворы, га-
логены фтора и хлора, карбонаты калия и натрия. К чис-
лу кислот, степень агрессивности которых во многом
зависит от концентрации и температуры, относятся сер-
ная, сернистая, фосфорная и азотная. Сера, сернистый
газ, сероводород, аммиак в условиях невысокой влажно-
сти, а также, уксусная, лимонная, винная и некоторые
другие органические кислоты агрессивного воздействия
на алюминий практически не оказывают.
Толщина окисной пленки, образующейся в естествен-
ных условиях, составляет всего 0,01—0,015 мк, но даже
такая тонкая пленка при отсутствии на ней нарушений
служит надежной защитой от коррозии в малоагрессив-
ной среде. Значительное утолщение пленки может быть
достигнуто искусственным оксидированием. Наиболее
эффективен способ анодного оксидирования, обычно на-
зываемый анодированием. Этот способ состоит в следу-
ющем. Подготовленную деталь (изделие) погружают в
водный раствор серной или хромовой кислоты и подсое-
диняют к ней положительную клемму источника тока.
При прохождении тока на поверхности изделия (аноде)
происходит активное выделение кислорода и под имею-
щейся на нем тонкой окисной пленкой образуется новая
толщиной до 20—25 мк. Эта пленка имеет хорошее
сцепление с металлом, обладает твердостью инструмен-
тальной стали, жаростойкостью и достаточно высокими
электроизоляционными свойствами. Оборудование оте-
чественных заводов строительных алюминиевых конст-
рукций позволяет оксидировать изделия размером до
12X2,4 м.
Конструкции, эксплуатируемые в сильноагрессивных
средах, дополнительно защищают лакокрасочными по-
крытиями. Сведения о применяемых материалах имеют-
ся в соответствующих справочниках и руководствах. Сте-
пень воздействия агрессивных сред на алюминиевые
конструкции, основные требования и указания по спосо-
бам защиты регламентированы СНиП 2.03.11—85 «За-
щита строительных конструкций от коррозии».
Для строительных алюминиевых конструкций боль-
1 Больберг Ю. Л. Коррозионная стойкость строительных алюми-
ниевых конструкций. — М., 1978.
— 235 —
a)
Рис. 12.13. Соединение алюминиевой и стальной деталей
а — стальным болтом; б — стальной заклепкой; в — алюминиевой заклепкой;
/ — шайба, оцинкованная или кадмированная; 2 — стальная деталь; 3 — изо-
лирующая прокладка; 4 — алюминиевая деталь; 5 — стальной болт (заклеп-
ка); 6 — алюминиевая заклепка; 7— шайба алюминиевая
шую опасность представляет контактная коррозия. При
непосредственном контакте алюминия с медью, сталью,
оловом и другими металлами в условиях влажной среды
или со свежими строительными растворами и бетоном
возникает процесс электрохимической коррозии. Чтобы
предотвратить контактную коррозию, рекомендуются
следующие мероприятия:
болты и другие крепежные детали из стали должны
быть предварительно кадмированы или оцинкованы;
бетон, раствор и кирпичную кладку следует изолиро-
вать от алюминия щелочно-упорными материалами;
нельзя допускать обетонирования алюминиевых конст-
рукций, а также контакта их с конструкциями из бетона
и кирпича ранее полного твердения бетона (раствора);
между деревянными деталями и алюминием необхо-
димо проложить два-три слоя тиоколовой ленты; в со-
ставе материалов, используемых для пропитки древеси-
ны, не должно быть веществ, агрессивных по отношению
к алюминию;
алюминиевые детали надо оксидировать и покрывать
лакокрасочными материалами. Для оксидирования от-
дельных участков алюминиевых конструкций использу-
ют химический способ.
В биметаллических конструкциях между деталями
(элементами) из алюминия и стали необходимо ставить
изолирующие прокладки (рис. 12.13).
Вопрос о защите алюминиевых конструкций от кор-
розии должен решаться в процессе проектирования одно-
временно с выбором марки и состояния сплава.
— 236 —
СПИСОК ЛИТЕРАТУРЫ
1. Алюминиевые конструкции. Справочное пособие/Под ред.
В. И. Трофимова. — М.: Стройиздат, 1978. — 151 с.
2. Алюминиевые конструкции (проектирование, исследование, из-
готовление)//Труды/Под ред. С. В. Тарановского и В. И. Трофимо-
ва. — М.: Стройиздат. — 1970, вып. 4. — 154 с.
3. Артемьева И. Н. Алюминий в строительстве. — Л.: Стройиздат,
1985, —288 с.
4. Беленя Е И. и др. Металлические конструкции. Спец. курс.—
М.: Стройиздат, 1982. — 472 с.
5. Мельников Н. П. Металлические конструкции за рубежом. —
М.: Стройиздат, 1971. —399 с.
6. Мельников Н. П., Кормилов С. С. Строительные конструкции
из алюминиевых сплавов: Справочник проектировщика/Металличе-
ские конструкции. Разд. VI. — М.: Стройиздат, 1980. — 776 с.
7. Михайлов Г. Г., Бобровников А. П., Красненькова Л. В. Кон-
струкции из алюминиевых сплавов: Справочник. — М.: Металлур-
гия, 1983. — 238 с.
8. Морачевский Т. И. Применение алюминиевых сплавов в стро-
ительных конструкциях. — М.: Стройиздат, 1959. — 138 с.
9. Попов С. А. Алюминиевые строительные конструкции. — М.:
Высшая школа, 1969. — 319 с.
10. Применение конструкций из алюминиевых сплавов при ско-
ростном строительстве промышленных и гражданских зданий. — М.:
Металлургия, 1978. — 60 с.
И. Строительные алюминиевые конструкции. — М.: Стройиздат,
1967, вып. 3. — 143 с.
12. Строительные конструкции из алюминиевых сплавов. — М.:
Стройиздат, 1963, вып. 2. — 291 с.
13. Строительные конструкции из алюминиевых сплавов. — М.:
Стройиздат, 1962. — 339 с.
14. Строительные нормы и правила. СНиП 2.03.06—85.
15. Тамплон Ф. Ф. Ограждающие конструкции из алюминиевых
панелей. — Л.: Стройиздат, 1976. — 96 с.
16. Трофимов В. И. Большепролетные пространственные покры-
тия из тонколистового алюминия. — М.: Стройиздат, 1975. — 166 с.
17. Трофимов В. И. Ограждения сооружения из растянутых
алюминиевых поверхностей. — М.: Стройиздат, 1975. — 158 с.
18. Трофимов В. И., Тарановский С. В., Дукарский Ю, М. Алю-
миниевые конструкции в промышленном строительстве. — М.: Строй-
издат, 1973. — 94 с.
РАЗДЕЛ III
Висячие покрытия
Идея и первое применение висячих конструкций для
покрытия зданий принадлежит В. Г. Шухову, который
в 1896 г. на Всероссийской выставке в Нижнем Новго-
роде построил четыре павильона: два размером 30X
Х70м, один 50X100 м и один круглый диаметром 68 м.
Покрытие их было осуществлено из тонких перекрещи-
вающихся стальных стержней и полос и оказалось весь-
ма простым и удобным в монтаже — покрытие круглого
павильона было осуществлено всего за 10 дней неболь-
шим числом рабочих [27].
Однако в последующем эти прогрессивные конструк-
ции были разобраны, идеи В. Г. Шухова забыты, и толь-
ко в 1953 г. возведение в США Рэлей-арены (подробнее
см. далее) дало мощный толчок к возрождению и разви-
тию этой новой, прогрессивной конструктивной формы
покрытий.
ГЛАВА 13. ОСНОВНЫЕ ПОЛОЖЕНИЯ
ПРОЕКТИРОВАНИЯ ВИСЯЧИХ ПОКРЫТИЙ
13.1. ХАРАКТЕРИСТИКА ВИСЯЧИХ ПОКРЫТИЯ
Висячими называют покрытия, в которых главная не-
сущая пролетная конструкция работает на растяжение.
Она может быть образована из стальных стержней, ка-
натов, тросов, прокатных профилей, а также может
представлять собой металлическую или железобетонную
предварительно напряженную оболочку. Возникающие
в ее элементах растягивающие усилия в дальнейшем бу-
дем условно называть тяжением нитей, а их горизон-
тальную составляющую — распором и обозначать бук-
вой Н.
Висячие покрытия за последние годы нашли широ-
кое применение в спортивных и выставочных сооружени-
— 238 —
ях, гаражах, крытых рынках, городских залах общег^
назначения, некоторых производственных зданиях и дру-
гих сооружениях. Этому способствует ряд преимуществ
висячих покрытий перед традиционными конструктивны-
ми формами покрытий, к которым можно отнести следу-
ющие:
1. Работа несущих конструкций на растяжение, что
позволяет более полно использовать материал, посколь-
ку несущая способность таких конструкций определяет-
ся прочностью, а не устойчивостью. Это особенно важно
при применении высокопрочных материалов, и висячие
покрытия являются одной из наиболее перспективных
конструктивных форм для применения относительно бо-
лее дешевых (так как увеличение прочности материалов
опережает рост их стоимости) высокопрочных мате-
риалов.
Полное использование несущей способности высоко-
прочного материала ведет к уменьшению собственного
веса несущей конструкции и, следовательно, позволяем
наиболее эффективно перекрывать большие пролеты;
с ростом пролета преимущества висячей конструктивной
формы покрытия увеличиваются, что хорошо подтверж-
дается практикой мостостроения; уже существуют мосты
пролетом 1000 м и более.
2. Большое разнообразие архитектурных форм вися-
чих покрытий позволяет применять их для зданий само-
го различного назначения — от покрытия небольших ко-
ровников и теплиц до покрытия крупных общественный
зданий.
3. Транспортабельность элементов висячих покрытий
(тросов в бухтах, металлических оболочек — в рулонах)
и почти полное отсутствие вспомогательных подмостей
при монтаже делают их достаточно индустриальными.
4. Малый собственный вес несущей конструкции и её
повышенная деформативность делают ее сейсмостойкой,
так как резко уменьшается сейсмический импульс нй
конструкцию.
Однако висячие покрытия имеют и недостатки, от
удачного преодоления которых часто зависит эффектив*
кость применения системы в целом.
1. Висячие системы — системы распорные, и для вос-
приятия распора (горизонтальной составляющей тяже*
ния тросов или оболочки) необходима специальная опор*
ная конструкция, способная воспринять эти горизонталь*
— 239 —
ные силы; стоимость опорной конструкции может
составлять значительную часть стоимости всего покрытия.
Желание уменьшить стоимость опорной конструкции пу-
тем повышения эффективности ее работы приводит
к преимущественному использованию покрытий круглой,
овальной и других непрямоугольных форм плана, кото-
рый плохо согласуется с современной планировкой про-
изводственных зданий; в этом одна из причин недоста-
точно широкого применения висячих покрытий для про-
изводственных зданий.
2. К специфическим особенностям висячих покрытий
относится их повышенная деформативность. Она связа-
на, во-первых, с повышенными упругими деформациями
применяемых высокопрочных материалов и особенно
тросов, в которых нормальные напряжения в несколько
раз больше, а модуль упругости Е меньше, чем в обыч-
ной конструкционной стали. Таким образом, относитель-
ное удлинение элементов конструкции е = о/Е оказыва-
ется значительно большим, чем в традиционных конст-
рукциях. Во-вторых, повышенная деформативность
вызвана геометрической изменяемостью большинства
систем висячих покрытий, в которых при нагружении их
нагрузкой, отличающейся по своему характеру распре-
деления от ранее действовавшей, появляются кинемати-
ческие перемещения, вызванные изменением формы рав-
новесия системы (для нити — изменение формы веревоч-
ной кривой) и сопровождающиеся изменением ее
напряженного состояния. В-третьих, она обусловлена
горизонтальной деформацией опор, их податливостью в
распорных висячих системах.
Повышенная деформативность висячих покрытий за-
трудняет герметизацию кровли, применение висячих по-
крытий в зданиях с крановым оборудованием, приводит
в некоторых случаях к аэродинамической неустойчиво-
сти покрытий и усложняет их расчеты.
Чтобы уменьшить деформативность покрытия, приме-
няют специальные мероприятия, стабилизирующие его,
которые, естественно, увеличивают стоимость покрытия.
3. К недостаткам висячих покрытий можно отнести
также трудность водоотвода с покрытия.
Конструктивная форма висячих покрытий весьма
разнообразна, но по характерным особенностям работы
несущей конструкции большинство из них можно услов-
но разбить на несколько групп (рис. 13.1): а) однопояс-
— 240 —
Рис. 13.1. Примеры несу-
щих систем висячих по-
крытий
ные висячие покрытия с железобетонными плитами и
металлические оболочки-мембраны; б) покрытия растя-
нутыми изгибно-жесткими элементами; в) покрытия
двухпоясными системами; г) покрытия тросовыми фер-
мами; д) покрытия седловидными сетками; е) комбини-
рованные висячие системы.
Примеры несущих систем висячих покрытий показа-
ны на рис. 13.1 и в работах [3, 10, 14, 18, 22] и др.
Каждая из этих групп имеет свои положительные
и отрицательные особенности. Наиболее распространен-
ные типы покрытий будут рассмотрены ниже.
13.2. ОСОБЕННОСТИ НАГРУЗОК
НА ВИСЯЧИЕ ПОКРЫТИЯ
Действующие на висячие покрытия нагрузки в соот-
ветствии со СНиПом подразделяются на постоянные и
временные — длительно действующие и кратковремен-
ные.
К постоянным нагрузкам относится вес несущих и ог-
раждающих конструкций покрытия.
Собственный вес несущих конструкций в значитель-
ной степени зависит от их типа. В однопоясных покры-
тиях с железобетонными плитами вес тросов обычно со-
16—799
— 241 —
ставляет около 0,06—0,08 кН/м2, а вес всего покрытия
сильно зависит от конструкции образующих покрытие
железобетонных плит и колеблется от 0,8 (ребристая
плита толщиной 2,5 см) до 2 кН/м2 (монолитная плита
толщиной 8 см).
В металлических оболочках вес несущей конструкции
также состоит из собственного веса оболочки и веса ста-
билизирующей оболочку конструкции и в сумме состав-
ляет около 0,4 кН/м2 при толщине оболочки 4 мм и око-
ло 0,6 кН/м2 при толщине оболочки 6 мм.
В покрытиях с изгибно-жесткими элементами вес не-
сущей конструкции равен 0,3—0,4 кН/м2, но в отличие от
оболочек к этому весу должен быть прибавлен дополни-
тельный вес щитовой конструкции, которая поддержива-
ет кровлю, расположенную между изгибно-жесткими
элементами (например, щиты с профилированным на-
стилом) и не участвующую в работе пролетной несущей
конструкции покрытия.
Для тросовых систем — двухпоясных систем, тросо-
вых ферм, седловидных сеток—характерен очень малый
вес несущей конструкции (0,05—0,12 кН/м2), но подобно
покрытиям с изгибно-жесткими элементами они должны
иметь дополнительную конструкцию, поддерживающую
кровлю, вес которой необходимо учитывать.
В двухпоясных покрытиях существенный вес могут
иметь сжатые стойки, соединяющие пояса, поэтому пред-
почтительнее системы, в которых несущие пояса распо-
ложены над стабилизирующими, а пояса соединены лег-
кими растяжками.
Вес самих несущих элементов покрытия (без учета
конструктивных деталей) не может служить показателем
расхода материала на все покрытие, так как не вклю-
чает данных об опорных конструкциях и внутренних
кольцах в круглых покрытиях.
К постоянным нагрузкам помимо веса несущей кон-
струкции относят вес ограждающей конструкции — утеп-
лителя, гидроизоляции, часто подвесного потолка; ее вес
принимается по фактическим весам примененных состав-
ляющих элементов.
К временным длительно действующим нагрузкам от-
носят вес подвесного потолка, а также вентиляционного
и осветительного оборудования, которое часто подвеши-
вается к несущей конструкции покрытия; вес этот обыч-
но задается архитекторами совместно с технологами
— 242 —
и в зависимости от здания часто составляет 0,1 —
0,3 кН/м2 и более. Таким образом, суммарное воздейст-
вие на покрытие постоянной и временной длительно
действующих нагрузок зависит от назначения сооруже-
ния, конструкции кровли и наличия технологического
оборудования. Для московских олимпийских сооружений
оно составляло 1,5—2 кН/м2. Для большинства зданий
эти нагрузки принимаются равномерно распределенными
по покрытию.
Главными кратковременными нагрузками являются
ветровая и снеговая нагрузки.
Ветровая нагрузка. Расчетное значение ветровой на-
грузки принимается по СНиПу в виде произведения ко-
эффициента надежности по нагрузке у/, скоростного на-
пора wo, коэффициента k, учитывающего изменение
скоростного напора по высоте, и аэродинамического ко-
эффициента с. При проектировании висячих покрытий
все данные берут из СНиПа. К сожалению, в действую-
щем СНиПе отсутствуют указания по определению аэро-
динамических коэффициентов для большинства форм ви-
сячих покрытий. В процессе реального проектирования
их обычно экспериментально определяют продувкой мо-
дели в аэродинамической трубе. Исследования аэроди-
намического коэффициента, выполненные К- А. Бабае-
вой1, показали весьма сильную зависимость этих коэф-
фициентов от многих параметров здания, что затрудняет
обобщенную рекомендацию. Некоторые данные проду-
вок моделей реальных сооружений приводятся на
рис. 13.2. Эти данные показывают, что ветер на подав-
ляющей части поверхности большинства покрытий ока-
зывает отрицательное давление — отсос, достигающий
на отдельных участках покрытия 0,2—0,3 и даже
0,6 кН/м2.
В «легких» покрытиях, собственный вес которых не
превышает 0,6—0,8 кН/м2, особенно при недостаточном
укреплении его краев, неравномерное давление ветра
вызывает большие деформации покрытия и даже явле-
ние аэродинамической неустойчивости покрытия, т. е. его
вибрацию или полное вывертывание покрытия. В таких
случаях необходима специальная стабилизирующая кон-
струкция, предохраняющая покрытие от этого явления.
* Бабаева К. А. Расчетные нагрузки для основных типов висячих
покрытий: Научно-техническая информация Госстроя СССР. — 1968,
№ 10.
16;
- 243 —
Рис. 13.2. Аэродинамический коэффициент с при покрытии
а — цилиндрическом; б — чашеобразном; в — шатровом; г — седловидном
«Тяжелым» покрытиям, собственный вес которых
(вместе с подвесными потолками и технологическим обо-
рудованием) составляет 1,5—2 кН/м2 и края которых по
— 244 —
Рис. 13.3. Коэффициенты р рас-
пределения снега по покрытию
(расчетные варианты 1~4)
Q — цилиндрическому; б — чашеоб-
разному; в — шатровому; г — сед-
ловидному
245 —
всему периметру закреплены, явление аэродинамической
неустойчивости не угрожает, и они не нуждаются в ка-
кой-либо дополнительной стабилизации, а проверка
покрытия на действие ветра становится необязательной.
Снеговая, нагрузка на покрытие также принимается
по СНиПу и обычно рассматривается в виде равномерно
распределенной по покрытию и в нескольких вариантах
неравномерного распределения, учитывающего возмож-
ный передув снега ветром, частичную очистку покрытия
от снега и др. К сожалению, СНиП не приводит рекомен-
даций по учету неравномерного распределения снега по
большинству форм висячих покрытий, а данные, полу-
ченные К. А. Бабаевой, являются первичными и необяза-
тельными. Такая неопределенность в отношении неравно-
мерного распределения снега приводит к тому, что
проектировщик рассматривает различные схемы загру-
жения, вызывающие либо наибольшие усилия в несущей
или опорной конструкции, либо наибольшие перемеще-
ния, не очень сильно считаясь с вероятностью таких на-
гружений.
Некоторые данные по фактическому распределению
снега по поверхности покрытия или пр принятым для
реальных сооружений данным приведены на рис. 13.3.
13.3. ОСОБЕННОСТИ МАТЕРИАЛОВ, ПРИМЕНЯЕМЫХ
ДЛЯ НЕСУЩИХ КОНСТРУКЦИЙ ВИСЯЧИХ ПОКРЫТИЙ
Для несущих систем висячих покрытий применяют
арматурную сталь, пучки высокопрочной проволоки,
стальные канаты и тросы, профильную и листовую горя-
чекатаную сталь и алюминиевые сплавы. Каждый из
этих материалов обладает специфическими свойствами,
которые нужно учитывать при проектировании покры-
тия.
Арматурная сталь неоднократно применялась в вися-
чих покрытиях, главным образом в висячих предвари-
тельно напряженных железобетонных оболочках.
Так, в покрытии гаража в Красноярске и шламбассей-
на в Еманжелинске (см. гл. 14) была применена круг-
лая арматурная сталь 25Г2С, упрочненная вытяжкой до
е = 3,5 %. К достоинствам арматурной стали следует от-
нести ее относительно невысокую стоимость, большую,
чем у канатных проволок, коррозионную стойкость
— 246 —
вследствие меньшей поверхности при равной площади
сечения, большой модуль упругости и, следовательно,
сравнительно меньшую деформативность покрытия,
а также легкость закрепления на концах (см. рис. 2.5).
Недостаток арматурной стали — ее меньшая прочность
по сравнению с канатной проволокой, что приводит
к значительно меньшей несущей способности элементов
из арматурной стали по сравнению с несущей способно-
стью стальных канатов. Небольшая (до 15 м) длина
прокатываемой арматуры осложняет устройство элемен-
тов большой длины, так как сварка стыков может при-
вести к местному разупрочнению элемента, что также
ограничивает ее применение.
Пучки из параллельных проволок, семипроволочные
пряди и невитые канаты. Арматурные пучки пряди полу-
чают из гладкой высокопрочной проволоки, канатной
проволоки и высокопрочной проволоки периодического
профиля диаметром 3—8 мм. Меньшая, чем у арматур-
ной стали, коррозионная стойкость этих видов арматуры
позволяет рекомендовать их к применению только при
условии соответствующей защиты, например в висячих
железобетонных оболочках.
Стальные спиральные канаты и тросы. Наибольшее
распространение при изготовлении несущих элементов
висячих покрытий имеют спиральные канаты из круглых
проволок, спиральные канаты закрытые из фасонных
проволок и канаты-тросы двойной свивки.
В качестве сердечника спиральных и закрытых кана-
тов для постоянных сооружений применяется стальная
проволока той же марки, что и проволоки каната. Не ре-
комендуется применять стальные канаты с органическим
сердечником (широко применяемые при монтажных ра-
ботах) в постоянных сооружениях вследствие их мень-
шей продольной жесткости и возможности коррозии вну-
три каната.
Свивка каната вызывает в отдельных проволоках не-
большие дополнительные изгибные напряжения и поэто-
му агрегатная прочность каната — это расчетное раз-
рывное усилие — всегда меньше произведения расчетной
площади сечения всех проволок на временное сопротив-
ление разрыву материала проволок (все эти данные при-
водятся в ГОСТах на канаты).
Расчетные сопротивления стальных канатов приведе-
ны в СНиП.
- 247 —
Свивка канатов также уменьшает его продольную
жесткость и, по данным А. Н. Динника, теоретически мо-
дуль упругости каната должен иметь следующие значе-
ния:
для спиральных канатов
£кан = Ест cos4 а;
для канатов двойной свивки
Екай = Ест c°s4 a cos4 [J,
где £Ст — модуль упругости проволоки, обычно составляющий око-
ло 2-105МПа; а — угол свивки проволок в пряди (обычно а—12°);
р — угол свивки прядей в канате (см. [12] в разд. I).
Реальный модуль упругости каната до его вытяжки
на монтаже обычно меньше теоретического, так как в
процессе транспортирования и обработки каната плот-
ность свивки проволок нарушается.
Чтобы достичь более равномерной работы всего сече-
ния каната, а также повысить и стабилизировать его
модуль упругости, непосредственно перед установкой
в конструкцию рекомендуется проводить предваритель-
ную вытяжку канатов. Последнюю осуществляют либо
однократным натяжением каната с выдержкой в течение
30—45 мин под усилием, на 10—15 % превышающим
расчетное, либо двух-четырехкратным натяжением кана-
та таким же усилием с промежуточными разгрузками
каната до нулевого усилия. Предварительная вытяжка
снижает неупругие деформации каната, вызванные рас-
стройством плотности свивки проволок, а также снима-
ет значительную часть деформации ползучести материа-
ла проволок. Рекомендуемые модули упругости предва-
рительно вытянутых канатов см. в Руководстве [12],
разд. I, и в СНиП.
Концы канатов для прикрепления их к опорной конст-
рукции должны иметь анкерные устройства. Наиболее
универсальным креплением, пригодным для канатов всех
типов, являются заливные анкеры, в стаканах которых
концы проволок каната загибаются и заливаются легко-
плавким (температура разлива 460—480 °C) сплавом
ЦАМ9—1,5, содержащим цинк, 9—И % алюминия и
1—2 % меди. Конструкция некоторых типов заливных
анкеров, применяемых в висячих конструкциях, и их ге-
неральные размеры показаны на рис. 2.3. Подробнее
технологию заделки канатов см. в Руководстве [12],
разд. I.
— 248 —
В ряде случаев при массовом изготовлении, статичес-
кой нагрузке на канат и сравнительно небольшом диа-
метре каната (не более 40—50 мм) целесообразно при-
менять гильзоклиновые анкеры (см. рис. 2.6). В этих
анкерах сцепление гильзы с канатом происходит в ре-
зультате затекания металла гильзы между проволоками
элемента или пряди во время проталкивания гильзы со
вставленным в нее канатом и клином через фильер, име-
ющий меньший диаметр, чем начальный наружный диа-
метр гильзы. Во время проталкивания мягкий металл
гильзы (обычно СтЗ) приходит в пластическое состояние
и заполняет пространства между проволоками и гильзой,
создавая неразъемное сцепление между ними. Подроб-
нее см. [12], разд. I.
Для защиты от коррозии применяют канаты из про-
волоки, оцинкованной горячим способом, или на готовый
канат из светлой (неоцинкованной) проволоки наносят
слой металлического покрытия (цинка, свинца, латуни,
алюминия) либо слой пластмассового (полимерного, по-
лиамидного) покрытия. Вид покрытия и толщина его
слоя определяются степенью агрессивности среды. Ка-
наты, работающие в неагрессивных средах, обычно до-
статочно смазать специальными защитными или эксплу-
атационными смазками, применяемыми при хранении
канатов.
Профильный металл, применяемый для изгибно-жест-
ких вант, и листовой металл, применяемый для металли-
ческих мембран, обычно не отличаются от подобного
материала, используемого в традиционных металличес-
ких конструкциях; здесь также применяются малоугле-
родистая и низколегированная сталь. Однако для тонких
стальных мембран ввиду их очень большой поверхности,
которая может подвергаться коррозионным повреждени-
ям, желательно применение атмосфероустойчивой стали
типа 10ХНДП или нержавеющей стали.
13.4. ОСОБЕННОСТИ РАБОТЫ
ПРОЛЕТНЫХ НЕСУЩИХ СИСТЕМ ВИСЯЧИХ ПОКРЫТИЙ
Основная особенность работы пролетных несущих
систем определяется геометрической изменяемостью
большинства этих систем. Кинематический анализ пока-
зывает, что геометрически изменяемые системы, облада-
ющие одной или несколькими степенями свободы, могут
— 249 —
изменять свою геометрическую форму. Подобно геомет-
рически изменяемым пространственным стержневым
системам ведут себя оболочки нулевой и положительной
гауссовой кривизны Г= (1/р^) • (1/Рг/) — цилиндрические
и сфероидальные, где рх и р^ — главные радиусы кривиз-
ны поверхности.
Очертание их в геометрически изменяемых системах
из условия равновесия стремится приспособиться к на-
грузке и при изменении расположения или характера
нагрузки система изменяет свое очертание — появляют-
ся так называемые кинематические перемещения. Явле-
ние это легко проиллюстрировать поведением гибкой
нити (одного из основных элементов большинства вися-
чих покрытий) при ее нагружении (рис. 13.4). В отсутст-
вие внешней нагрузки нить имеет очертание «веревочной
кривой» (рис. 13.4, а). При воздействии на нить собст-
венного веса веревочная кривая имеет вид «цепной ли-
нии», для пологих нитей близкой к квадратной параболе.
При нагружении нити сосредоточенной нагрузкой (рис.
13.4,6 или 13.4, в) нить принимает каждый раз иное
очертание, соответствующее своей веревочной кривой,
и все сечения нити перемещаются. Кинематическими
перемещениями являются перемещения сечений системы,
вызванные изменением очертания веревочной кривой
вследствие изменения расположения или характера на-
грузки. Кинематические' перемещения изменяют расчет-
ную схему системы и требуют знания состояния системы
предшествующего нагружения, что усложняет расчет.
Нетрудно заметить, что простое изменение интенсивно-
сти нагрузки не вызывает кинематических перемещений.
Отсюда появляются два характера нагружения систе-
мы— равновесное, при действии которого возможно
равновесие нити (системы) заданного начального очер-
тания и которое не вызывает кинематических перемеще-
ний системы, и неравновесное, отличающееся по распо-
ложению или характеру нагрузки от первоначального и
вызывающее кинематические перемещения.
Помимо кинематических перемещений в несущих про-
летных системах висячих покрытий велики упругие де-
формации (особенно в системах с применением стальных
канатов и тросов), вызванные применением материалов
высокой прочности и меньшим модулем упругости.
Таким образом, суммарная деформативность висячих
систем обычно бывает существенно больше деформатив-
— 250 —
Рис. 13.4. Кинематические перемещения гибкой нити
а~в — положения нити при различных нагружениях
Рис. 13.5. Прогибы гибкой нити при равновесном (а) и неравновес-
ном (б) нагружении
ности традиционных покрытий. В этом основная особен-
ность работы висячих покрытий.
Для уменьшения деформативности начальное очерта-
ние системы выбирают таким образом, чтобы постоян-
ная нагрузка являлась равновесной и не вызывала кине-
матических перемещений.
Анализ работы несущей системы, проведенный на
примере несущей гибкой нити из троса, показывает, что
изменение параметров системы различно влияет на ее
упругие деформации и кинематические перемещения.
Так, пользуясь в случае нагружения (рис. 13.5, а) при-
ближенным значением прогиба упругой нити, вызываю-
щего максимальные упругие деформации ее, находят
прогиб нити
—----------------5------ (13.1)
128 ЕЛ/? 3 g/*
+ 128 EAf3
или при полном использовании несущей способности ни-
ти, когда H—AR,
16 f Е 1+g/p 3_ _R_ / J_\2 1
+ 16 E\f) \ + plg
— 251 —
W 3 Р I I \2
F = ~1б” ЕА \7~ /
Кинематические перемещения при этом виде нагру-
жения отсутствуют, т. е. = to2. Искривление нити
(приращение кривизны), которое может нарушить гер-
метизацию кровли при действии нагрузки р, определяют
по формуле
= 1 _ 1 d2yi _ а2У» =
pt р0 dx2 dx2.
j/jg- • ,13-3)
128 AEf3
где р, g — соответственно временная и постоянная нагрузки; Е, R
и А — соответственно модуль упругости, расчетное сопротивление
и площадь сечения нити; I и f — соответственно пролет и начальная
стрела провеса в середине пролета нити.
Чтобы лучше выявить кинематические перемещения
при неравновесных нагружениях, воспользуемся нерас-
тяжимой нитью (т. е. когда £71->оо) и нагружением по
рис. 13.5, б; тогда упругий прогиб нити отсутствует, ки-
нематические перемещения достигают наибольшего зна-
чения в четвертях пролета и равны:
W1 == w2 =± (//4)/(1 + 2g/p)i (13.4)
искривление нити
Aft=±8(f//2)/(l+2g/p). (13.5)
Рассмотрение этих выражений показывает, что уве-
личение стрелы провеса системы уменьшает упругие
прогибы и искривление нити при действии равновесной
нагрузки и увеличивает кинематические перемещения и
искривление нити при действии неравновесной нагрузки.
При этом искривления от кинематических перемещений
всегда остаются существенно большими, чем от упругих
деформаций, из чего следует, что для деформативности
покрытия кинематические перемещения опаснее упругих
деформаций. При отсутствии постоянной нагрузки на
покрытие равенство упругих прогибов при полном рав-
номерном загружении нити и кинематических перемеще-
ний при загружении половины пролета временной на-
грузкой той же интенсивности получается для тросов
при стреле провеса, равной около ’/п пролета.
Различно и влияние постоянной нагрузки на упругие
деформации и кинематические перемещения. Так, нали-
чие постоянной нагрузки, равной по интенсивности вре-
менной, уменьшает упругие деформации от временной
— 252 —
Рис. 13.6. Кинематический анализ систем
а — мгновенно изменяемая система, число степеней, свободы /г=2-3—2—4 = 0;
б—мгновенно-жесткая система, и = 2-4—3—4 = 1; в — мгновенно-жесткая систе-
ма, « = 2-10—15—4 = 1; так как все центры взаимного поворота частей системы
расположены на одной прямой, ее поведение подобно поведению системы «б»
нагрузки на 5—10%, а кинематические перемещения и
местные искривления уменьшаются в 3 раза.
Из этого анализа можно сделать вывод, что из усло-
вия деформативности при легких покрытиях стрелку
провеса нитей следует делать меньше Vis пролета, а при
тяжелых покрытиях, наоборот, желательно иметь стрел-
ку провеса больше 1/г5 пролета. Этот вывод полностью
согласуется с экономическими соображениями, основан-
ными на расходе материалов на несущую систему, но,
естественно, не учитывает, например, архитектурные
факторы, соображения о невыгодности длинных распо-
рок в двухпоясных системах и т. п.
Стремление уменьшить кинематические перемещения
висячих покрытий привело к использованию в них осо-
бого класса систем — мгновенно-жестких, двухпоясных,
тросовых сеток и оболочек отрицательной гауссовой кри-
визны и т. п. По определению И. М. Рабиновича [19],
«мгновенно-жесткой системой будем называть такую
плоскую или пространственную кинематическую цепь,
которая имеет положительное число степеней свободы,
но в случае абсолютной жесткости ее звеньев допускает
лишь бесконечно малые перемещения» (рис. 13.6). Упру-
гие деформации элементов системы делают перемеще-
ния конечными, но все же они намного меньше кинема-
тических перемещений изменяемых систем. К преимуще-
ствам мгновенно-жестких систем относится также
возможность их предварительного напряжения, действу-
ющего подобно постоянной нагрузке на изменяемую
систему. Это начальное натяжение увеличивает жест-
кость системы, особенно при действии неравновесных
нагрузок, и уменьшает деформационный эффект воздей-
ствия внешней нагрузки. Однако предварительное натя-
жение, повышая жесткость, увеличивает и усилия в эле-
253 —
ментах системы, что требует увеличения площади их
сечения, а потому значительные начальные усилия эко-
номически невыгодны. Кинематические перемещения
можно сильно уменьшить, накладывая горизонтальные
связи на несущий пояс системы [8,12]. Наконец, кине-
матические перемещения в висячих покрытиях можно
сильно уменьшить применением изгибно-жестких нитей,
т. е. сплошностенчатых или решетчатых элементов, ра-
ботающих главным образом на растяжение, но обладаю-
щих одновременно и конечной изгибной жесткостью,
которая сильно уменьшает местные искривления покры-
тия и его кинематические перемещения.
Таким образом, стабилизация покрытия может осу-
ществляться соответствующим выбором несущей систе-
мы и ее параметров, предварительным напряжением и
применением изгибно-жестких элементов.
13.5. ОСОБЕННОСТИ РАСЧЕТОВ
ЭЛЕМЕНТОВ НЕСУЩИХ СИСТЕМ ВИСЯЧИХ ПОКРЫТИЙ
Повышенная деформативность самих висячих покры-
тий, возможность появления кинематических перемеще-
ний и податливость опор часто делают необходимым
проводить их расчет по деформированной схеме с учетом
геометрической нелинейности работы системы покрытия.
Особенно это бывает необходимо для сложных прост-
ранственных систем. Поэтому расчет обычно ведут
в две стадии. Сначала выполняют предварительный рас-
чет для обоснования технических решений и сравнения
вариантов. Этот расчет можно вести по линейной теории,
часто аналитическими методами.
После принятия основных технических решений про-
водят рабочие расчеты для обоснования рабочих черте-
жей. Эти расчеты должны учитывать пространственность
и геометрическую нелинейность работы системы. Их
проводят на несколько видов загружений (в том числе
и на загружения элементов, возникающих при монтаже)
для выявления наибольших усилий и изгибающих мо-
ментов в элементах покрытий и опорной конструкции,
а также наибольших прогибов системы. Эти расчеты
в большинстве случаев выполняют численными метода-
ми на ЭВМ.
Наиболее распространенным элементом несущих си-
стем висячих покрытий является гибкая нить, поэтому
— 254 —
q(x) = д(х)+р(х)
Рис. 13.7. Расчетная схема нити
рассмотрение расчетов элементов висячих покрытий це-
лесообразно начать именно с нее ([7, 8, 16, 17] и др.).
Гибкая нить. Гибкой называют нить, у которой J=0.
Гибкая нить — система геометрически изменяемая, и ее
очертание зависит от ее длины, условий закрепления на
опорах и вида нагрузки, действующей на нить. Для ни-
ти, изображенной на рис. 13.7, уравнение равновесия
аналогично уравнению трехшарнирной арки
у(х) = Л1бал W/H, (13.6)
где у(х) =y^(x)-\-w(x) —провес нити в сечении х; А1ба.„(х) —балоч-
ный момент в сечении х от нагрузки <?(х); /7 — распор — горизонталь-
ная составляющая растягивающего нить усилия.
По существу это выражение представляет собой
уравнение эпюры моментов в масштабе 1/Н или уравне-
ние веревочной кривой для нити, нагруженной нагрузкой
q(x). Дважды дифференцируя левую и правую части
уравнения (13.6), получим дифференциальную форму
уравнения равновесия нити:
dy 1 dM 1 d2y 1 dQ 1
dx ~ H dx ~ H dx- ~ H dx ~ H
— 255 —
a — под действием собственного ве-
са покрытия; б—в прямоугольных покрытиях; б —в круглых
тиях; г — в шатровых покрытиях; 1 — нити
покры-
отсюда
d- и
я= о. (13.7)
dx2
Из этого уравнения видно, что кривизна нити пропор-
циональна нагрузке (так как k^d2y!dx2 есть приближен-
— 256
ное значение кривизны), а коэффициентом пропорцио-
нальности служит распор в нити Н, т. е. чем больше рас-
пор, тем меньше кривизна, и наоборот.
Начальному очертанию нити следует придавать очер-
тание веревочной кривой от постоянной нагрузки (чтобы
от нее не было кинематических перемещений). Считая,
что постоянная нагрузка равномерно распределена по
площади покрытия и пользуясь уравнением (13.6), мож-
но рекомендовать начальные очертания нити для не-
скольких наиболее часто встречающихся случаев распо-
ложения нитей в покрытиях (рис. 13.8).
При параллельном расположении нитей, имеющих
большую стрелку провеса (рис. 13.8, а), постоянная на-
грузка, равномерно распределенная по поверхности по-
крытия, будет распределена по длине нити по закону
косинуса. В этом случае нить примет очертание цепной
линии по уравнению
у (х) == т ch (х/т), (13.8)
где m=H/g определяется из условия на опоре (tn+f) =mch(//2m).
В реальном строительстве из-за ряда конструктив-
ных неудобств (чрезмерно крутая кровля, большой
строительный объем, занятый покрытием, большие кине-
матические перемещения и т. п.) покрытия с такими ни-
тями применяются редко, чаще сооружают покрытия
(рис. 13.8, б) с так называемыми пологими нитями.
Пологими называют нити, имеющие dy/dx<^.}, что
соответствует f//C 1/8...1/10; у них cosa^-1, и постоян-
ная нагрузка считается равномерно распределенной по
пролету нити.
Уравнение провеса таких нитей от собственного ве-
са представляет собой квадратную параболу
у = 4 (///?) х (Z — х) или у = 4/^(1 — g), (13.9)
где Ъ=хЦ.
Для покрытий круглого или эллипсоидального плана
постоянная нагрузка на нить собирается с площади
двух треугольников (рис. 13.8,в), и уравнение провеса
таких нитей следует принимать по кубической параболе:
при о < х < 1]‘1
6ft 4 х2 \ / 4 \
У ~ "ТТ* l~ 2х + W или = 6/я 1 — 2s + "T^2 ’ <13-10)
/- \ oil \ о/
при Z/2 < х < I
17—799 — 257 —
У= 2П1 — -7 j (I — 2 4" + 4 ) или у = 2/ (1 — S) (1 —
\ / / \ i р /
-2§ + 4^).
Для покрытий шатрового типа (рис. 13.8, s) уравне-
ние провеса нитей следует принимать по кубической па-
раболе
8 х / х% \
у = л tg р-р — / — 11 —- — 1 (13.11)
з i \ и)
или
8
(/ = xtgp+— ^(1-£2).
о
Чтобы придать нити нужное очертание с заданными
параметрами, необходимо знать ее длину.
Длина дуги в плоскости провеса нити хО у
-I Л / dy \2 С Г 1 „ 1
V 1 + —7~ dx = \ 1 4- — (у )2 — — (у )4-г
F \ (ЛХ / . I I О
15 7
+ —(/)«- -^7- (/)8 +• dx, (13.12)
ID I/O J
где у' =dy/dx — первая производная от провеса в той же плоскости,
В большинстве расчетов используются лишь два пер-
вых члена ряда. Для рекомендованных выше уравнений
провеса длина нитей может быть определена по следу-
ющим формулам:
для покрытия по рис. 13.8, б
(13.13)
для покрытия по рис. 13.8, в
для покрытия по рис. 13.8, г
(13.14)
(13.15)
/Г1+-И-
I 2
Определение усилий в нити от действия произволь-
ной нагрузки в общем случае является задачей нелиней-
ной вследствие ее большой упругой деформативности
(вызывающей нелинейность работы первого рода) и гео-
— 258 —
метрической изменяемости (вызывающей нелинейность
работы второго рода). Определение усилия тяжения ни-
ти Т в сущности сводится к определению ее распора И—
горизонтальной составляющей этого тяжения, так как
для нити, показанной на рис. 13.7, усилие тяжения
Т = У Н2. + V?,
(13.16)
где Я —распор в нити; Рд = ^дбал-рЯ tg р; VB = Увеал—Н tg р;
Удвал и Увбал — опорные реакции разрезной балки пролетом I от
нагрузки q(x).
Здесь уместно обратить внимание на то, что при
большой разнице в отметках опор реакция УА будет
больше Vb и может быть даже больше всей нагрузки
на нить, а реакция Vb будет при этом отрицательной.
В шатровых покрытиях это означает, что вертикальное
усилие на среднюю опору может превышать всю нагруз-
ку на покрытие, а усилия в нитях будут сильно изме-
няться по длине.
Распор Н можно определять исходя из двух предпо-
ложений: для более грубых расчетов — в предположе-
нии нерастяжимой нити, когда упругими деформациями
нити пренебрегают, т. е. при ЕА-^оо, и для более точ-
ных расчетов — с учетом ее упругих деформаций.
В. К. Качурин [8], рассматривая зависимость стати-
ческих и геометрических параметров пологой гибкой ни-
ти для нерастяжимой нити, показанной на рис. 13.7, по-
лучил для определения распора в нити квадратное
уравнение, учитывающее начальную и полную нагруз-
ки, деформации опор и изменение температуры:
Do cos5 р
2^
-р atl cos р -р a sin 13 cos2 Р -р u cos3 Р
D cos5 р
5
№ =
откуда
н=
распоры;£>о= f Q^dx и D —
о
£) 1 1 » (13.17)
—2--Р20 sin₽ 4-2м—— + 2atl——
w2 7777 cos2 р cos4 6
ло cos3 Р 1
где Но и Н — начальный и конечный
I
~ J Q2dx — параметры начальной и
о
полной нагрузки (некоторые
значения этих параметров приведены в табл. 13.1); v и и — смеще-
ния опор нити (они положительны, если уменьшают Я); atl — изме-
нение длины нити при изменении температуры.
17*
— 259 —
Таблица 13.1. Формулы для определения характеристик нагрузки D
№ п/п Схемы нагружений D Обозначение
1 •1 5 J- (g + Р)2 Z3 12 а Л b “"Т1 р=т;
1 ю 2 g ъ 13 Dc с 24 т= —; g р р V1 —7- ; у2 - , ; Sl g + p
3 1—______цшу _ ю М1 + г2у + (4£3-3^)уЗ] X ft ’ I ’ А £3/3
1 12
4 „ 0,51 f рпшппш г^9 4 /3 5 7 24 + 192 + 384 '’’Р х (g + p)3Z3 02 — 12
5 0,2510,251 t±£^p 1 "' |«—J-M 61. (1 + 2r4 у + r3 Y2) g2/3 6s= ; J 45 (g 4- p)2 Z3
6 0,2510,25L Г' >r r i „ F" -4-^ 1—s—U4 62 (1 + ГЛ~ 2Г4^) 64 = 45 д2/з °5 80 ri= 12 a - B2); r2=2(3^-2?); r3= (12a— 12a2— 22) s2; r4=(12a- 12a2-^) ^/2; r5= 15Q-S3); r6= 0,5 (6^B. — 5g6); r7 = 0,5(5|3-3|5); г8=-^-(3£-6^ + 4*з); 0
to о 1 7 1. j, 0,51 I 0,51 Д 6t [1 (3|? — 2£3) + (3g — £3) Y1
8 pml L— 62 [ 1 + r2 ?2 ~ ~ В ) Т]
Продолжение табл. 13.1
№ П/П Схемы загружений D Обозначение
9 £ЧР L 13 Mi + a + Vi) г1Т1]
10 _TTffT1-rnnn/J (g + P)2 /3 45
11 т 63 (1 + 2г7 у + 2r6 ?2)
12 М1 + 2г6 ^2 “ 2а7 V2)
13 =35 S3 t1 + r5Vi-1-7,5^71) .
14 -др (g+ P)2? 80
КЗ о W 1 15 65 p— [1 з 4- 10 (1 — Y) -ь 13 (1 — Y)2] 36
16 —-Н9 / 40 9\ +Vr»T‘)
При отсутствии смещения опор и неизменной темпе-
ратуре формула (13.17) сильно упрощается и получа-
ются выражения
H = VD (H20/Do) или Я = HoyDTD0. (13.18)
В формулах (13.17) и (13.18) выражение Do/Ho ха-
рактеризует начальное очертание нити, и если началь-
ная нагрузка отсутствует, то при определении распора
получается неопределенность типа 0/0. Для раскрытия
этой неопределенности следует предварительно опреде-
лить DqJHI, подставляя в выражения для Do и Но по-
стоянную равномерно распределенную по пролету на-
грузку g— вес нити. Тогда формула (13.18) приобрета-
ет вид Н= У3DI/ (4/), приведенный в работе [16], или
Н = УD/[2(L—/)], приведенный в работе [17].
При действии равновесной нагрузки удобнее исхо-
дить из уравнения равновесия нити (13.6) и определять
распор по формуле
H = M6an/f, (13.19)
где f — стрела провеса нити в середине пролета по направлению дей-
ствия нагрузки (см. рис. 13.8).
Для наиболее распространенных видов покрытий
распор Н определяют по следующим формулам:
для покрытия по рис. 13.8, б
Я==& + лП2/(8/); (13.20а)
для покрытия по рис. 13.8, в
tf=(g + p)/2/(24f); (13.206)
для покрытия по рис. 13.8, а
H=(g + p)m. (13.20в)
Распор нити, показанной на рис. 13.7, с учетом ее
упругих деформаций можно определить из кубического
уравнения В. К. Качурина [8]
Н* + АпН*-Бп = 0, (13.21)
„ EADa cos5 В v sin ft cos2 В и cos3 В 4- ail cos ft
где An =----~ 1-----------------------EA-,
21Hq I
En = EAD cos5ft/(2Z);
EA — продольная жесткость нити на растяжение.
Это наиболее полное уравнение распора гибкой ни-
— 264 —
ти, позволяющее учесть начальное состояние нити, воз-
действие нагрузок различного вида, воздействие темпе-
ратуры и смещения опор.
Примечание. Если опоры нити упруго податливы, то распор
можно определять по той же формуле (13.21), но без и, и в знамена-
теле коэффициентов Ап и Бп вместо пролета I следует подставить
/прив= (/-i-vE4 cos3 ₽), где v=Va+vb — упругая податливость опор
от ДЯ=1 (определение Do, D и Но при этом ведется по размеру про-
пета /).
Более строгое решение, но без учета смещения опор
и изменения температуры дано Р. Н. Мацелинским1.
Для нити с неподвижными опорами, находящимися
иа одном уровне, уравнение (13.21) имеет вид
Н3 4- [EAD0/(21hI) — Яо] № — EAD/(2l) = 0 . (13.22)
Нить, первоначально прямолинейная, имеющая на-
чальную длину, не превышающую пролета, натянутая
силой N и работающая на поперечную нагрузку, назы-
вается струной.
При нагружении струны поперечной нагрузкой про-
дольная сила в ней возрастает, и распор Н может быть
определен из уравнения
Я3 —AW2 —ЕДО/(2/) = О, (13.23)
полученного алгебраическим преобразованием (13.21).
Прогибы нити w (см. рис. 13.7), включающие ее уп-
ругие деформации и кинематические перемещения, про-
ще всего определять из уравнения равновесия
ш (х) =/Ибал (х)/Я — у0(х), (13.24)
однако для этого надо предварительно определить Н,
что требует дополнительных вычислений.
Если в формулу (13.24) подставить Н, определенное
для нерастяжимой нити, то прогиб w будет выражать
только кинематическое перемещение.
Учитывая неудобство определения прогиба по двум
формулам, В. К- Качурин дал единое кубическое урав-
нение, учитывающее упругие деформации и кинематиче-
ские перемещения, см. формулу (3.33) в книге [8]:
Ю +3//0Ш + I Зу0— — I w + I J/q — у — 1—0,
\ ЬП / \ Т>п Dn /
__________ (13.25)
1 Р. Н. Мацелинский. Уточнение методики расчета вант//Строи-
тельная механика и расчет сооружений. — 1969, № 2,
— 265 —
где w=®(x) — прогиб нити в сечении х; Уо-Уо(х)—начальная ор^
дината провеса нити в сечении х; АЛ —Л4бал(х)— момент балочный
в сечении х от полной нагрузки (g+p)', Ап и Бп — коэффициенты
к формуле (13.21).
Так как прогиб обычно мал, можно пренебречь его
высшими степенями в уравнении (13.25) как малыми ве-
личинами и определять прогиб из линейного уравнения
Мj — ЗБп у®
(13.26)
Используя (13.25) для наиболее распространенных
схем загружения нитей, показанных на рис. 13.8, при
загружении покрытия временной равномерно распреде-
ленной нагрузкой прогибы в середине пролета нити
можно определить по следующим формулам:
для покрытия по рис. 13.8, б
Ч . 9 Г Ч 3 g/4 W
ю’ + з/0^ + ^ + — -jL]-
64
ЕА
или по приближенной формуле
3 pl* 1_______
128 ЕАр0 1+С1’
(13.27)
(13.27а)
где
3 gl* .
128 £Д/з’
для покрытий по рис. 13.8, в
wz + ЗФ w2 + [2$ ф —--^-1 -
-г /0 10 -г 432 ЕА j
или по приближенной формуле
___5 р/4_____
W'~ 864 EAfl 1фС2’
5
432
Р? n
----= о
ЕА
(13.28)
(13.28а)
1
где
с 5 g/4
864 ЕА[3
для покрытия по рис. 13.8, г
45gZ4 1 w
2048ЕА cos6 8 J 77 ~
45
р/4
= 0
2048 ЕА cos5 £
(13.29)
— 266 —
пли по приближенной формуле
1 pH 1
91 COS5 р 1 +
(’ 3.29а)
Рис. 13.9. К расчету горизон-
тального перемещения сечений
нити
1 .
91 ЕД/5 cos5 р
Нагрузка, несимметрич-
ная относительно середины
пролета нити, вызывает кро-
ме вертикальных горизон-
тальные перемещения сече-
ний нити, которые можно оп-
ределить по формуле
(13.30), приведенной в кни-
ге [8] для нити, показанной
на рис. 13.9:
Dlc cos2 [I, D°c cos2 6t
6 =---------—-----------—
2//f 2Я2
EA cos3 Pi
(13-30)
c
где Dc— §Q2dx; 8C — горизонтальная составляющая перемещения
о
точки с; Qi и Hi—соответственно перерезывающая сила и распор
от полной нагрузки; Qo и Но — то же, от начальной нагрузки.
Пример. Гибкая нить с упруго податливыми опорами на одном
уровне пролетом Zo= 104 м, имеющая провес /0=18 м, сечение А =
= 0,0085 м2, выполненная из стали с модулем упругости Е=2,1Х
XIО8 кН/м2, нагружена равномерно распределенной по длине на-
грузкой /7=7,875 кН/м. Упругая податливость опор v=0,00063 м/кН.
Требуется определить распор Н и прогиб да нити.
где
Распор в нити определяем по формуле (13.21)
Н3-j-Ап Н2-~Бп — 0,
„ ЕА Do ЕА 16 fo tnn~n Г1„
Ап =----------д------H(i = —--------------- = 12070,513.
2/х //2 2/t 3 I
Так как начальная нагрузка отсутствует и g=H0 = Da=Q, то сначала
расшифровываем неопределенность = (g2Z3/12) (8/Wg72)2 ==
== (16/3) (/q//) и ее значение подставляем в Ап.
— 267 —
Опоры нити упруго податливы, поэтому сначала определяем
приведенную длину li=l+vEA — 1228,55 и ее также подставляем
в выражение для Лп:
Бп =
EAD
2li
ЕА
2/1
р3 I3
= 4 223 137 800.
1 £
Полученные значения 4П и Бп подставляем в уравнение (13.21)
и получаем //=578 кН.
По приближенной формуле (13.19) получаем // = 591,5 кН. Про-
гиб нити определяем по формуле (13.25) в середине пролета
даЗ _j_ flay2 bw с _ 0(
где а = 3^0=54; Ь=3^—АпМ21/Бп = 648; так как Mt = рР/3 = 10647,
а Ап и Бп определены выше, то c—f^—(AnM2/En)f0—Му1Бп =
= —285,789.
Решение кубического уравнения (13.25) дает w = 0,426 м, а реше-
ние линейного уравнения (13.26) —ш = 0,441 м.
Расчет несущих систем в соответствии со СНиПом
ведут по предельным состояниям. По первой группе пре-
дельных состояний— по несущей способности — расчет
металлических частей покрытия выполняют в соответст-
вии с требованиями СНиП 11-23-81*. Особенность опре-
деления усилий в висячих системах при проведении этих
расчетов заключается в нелинейности работы систем,
особенно при неравновесных нагрузках. Это часто вы-
нуждает делать расчет три раза: первоначально вруч-
ную для ориентировочного выбора сечений, затем уточ-
ненно с учетом нелинейности работы и взаимного влия-
ния отдельных частей системы, обычно на ЭВМ, с
последующей корректировкой первоначально заданных
сечений и, наконец, выполняют контрольный расчет на
ЭВМ для окончательной проверки несущей способности
всех элементов и деформативности системы.
Если расчеты по первой группе предельных состоя-
ний сравнительно мало отличаются от расчетов тради-
ционных статически неопределимых пространственных
систем, то этого нельзя сказать о расчетах по второй
группе предельных состояний — по непригодности к
нормальной эксплуатации. В традиционных конструкци-
ях обычно проверка второго предельного состояния огра-
ничивается проверкой статического прогиба конструк-
ции и оценкой ее собственных колебаний.
Для висячих покрытий, значительно более деформа-
тивных, чем традиционные системы — фермы, арки, ра-
мы,— проверка второго предельного состояния должна
— 268 —
быть гораздо более важной. В действующем СНиПе
предлагается проверять висячие покрытия на стабиль-
ность формы от действия временных нагрузок, в том чис-
ле и от ветрового отсоса, которая должна обеспечивать
герметичность принятой конструкции кровли. При этом
следует проверять изменение кривизны покрытия по
двум главным направлениям. Однако данный вопрос
пока разработан недостаточно, так как не установлены
критерии допустимых искривлений кровель разных ти-
пов. Первые предложения по учету местных искривле-
ний кровли сделаны Н. С. Москалевым и В. К. Чаадае-
вым1.
В покрытиях плоскостными системами — двухпояс-
ными, изгибно-жесткими элементами и т. п., при частич-
ном загружении покрытия временной нагрузкой может
проявиться так называемый клавишный эффект — боль-
шая разница в прогибах двух соседних систем (нагру-
женной и ненагруженной). Чтобы избежать разрывов в
кровле и смягчить клавишный эффект, в таких
покрытиях необходима постановка связей — вер-
тикальных и горизонтальных, которые будут перерас-
пределять нагрузку между нагруженной и ненагружен-
ной системами и уменьшать разницу их прогибов.
Помимо определения статических прогибов и иск-
ривлений покрытия часто необходимо исследовать его
на сейсмостойкость и аэродинамическую устойчивость.
Эти вопросы разработаны в книгах [4, 13] и Др.
13.6. ОСОБЕННОСТИ ОПОРНЫХ КОНСТРУКЦИЙ
ВИСЯЧИХ ПОКРЫТИЙ
Основной особенностью опорных конструкций вися-
чих покрытий является необходимость восприятия уси-
лий от покрытия, имеющих вертикальную и горизон-
тальную составляющие, при действии на покрытие вер-
тикальной нагрузки.
Горизонтальная составляющая усилий от покрытия
усложняет устройство опорной конструкции и увеличи-
вает его материалоемкость. За счет нее опорные конст-
рукции имеют значительный удельный вес в технико-эко-
1 Москалев Н. С., Чаадаев В. К. Изменение кривизны висячих
покрытий как мера оценки предельных состояний второй группы//Тео-
ретические и экспериментальные исследования новейших систем ви-
сячих покрытий. — М.: ЦНИИСК, 1978.
— 269 —
комических показателях, характеризующих покрытия.
Поэтому при проектировании сооружения необходимо
стремиться к тому, чтобы создать наиболее благоприят-
ные условия для работы опорной конструкции.
Некоторые виды опорных конструкций, применяв-
шихся для зданий прямоугольного плана, показаны на
рис. 13.10.
В конструкции, представленной на рис. 13.10, а, тро-
совые фермы прикреплены к колоннам и передают рас-
пор поясов на наклонные оттяжки, закрепленные в
грунте. Такая конструкция, помимо непривлекательного
внешнего вида и возможных неудобств эксплуатации
окружающего здание пространства требует немалых до-
полнительных затрат материалов и труда на устройство
оттяжек и их фундаментов. На рис. 13.10, б показана
аналогичная опорная конструкция, в которой железобе-
тонная висячая оболочка передает распор через специ-
альные бордюрные балки на колонны и оттяжки в
грунт. Обе эти конструкции вследствие указанных выше
недостатков не нашли широкого применения.
На рис. 13.10,в показано покрытие, в котором уси-
лия от покрытия передаются на конструкции трибун и
вспомогательных помещений, расположенных по проти-
воположным сторонам здания. Идея использования кон-
структивных комплексов, окружающих висячее покры-
тие, для передачи на них цепных усилий покрытия реа-
лизовывалась неоднократно, но каждый раз приходи-
лось усиливать и приспосабливать эти конструкции к
восприятию усилий от покрытия; экономическая целе-
сообразность данного приема может быть определена
только для конкретного сооружения.
В покрытии, показанном на рис. 13.10, г вертикаль-
ная реакция висячих ферм покрытия передается на кон-
струкцию трибун, а горизонтальный распор — на замк-
нутую шестиугольную раму, расположенную в двух пе-
ресекающихся наклонных плоскостях, образуемых
верхними поясами висячих ферм. Устройство замкнутой
опорной конструкции, расположенной в плоскости по-
крытия, воспринимающей горизонтальные усилия по-
крытия и не передающей их на нижележащую конст-
рукцию, т. е. локализующую действие распора в плос-
кости покрытия, является большим преимуществом
рассматриваемого решения. Однако ригели рамы, рас-
положенные вдоль длинной стороны здания, имеющие
— 270 —
Рис. 13.10. Схемы опорных конструкций прямоугольных покрытий
/ — железобетонная окаймляющая плита; 2 — стальной лист «подбор»; 3-
мембрана; 4 — металлическая рама
значительный пролет и работающие на изгиб от гори-
зонтального тяжения висячих ферм, представляют собой
сложную, тяжелую, негабаритную для транспортирова-
ния конструкцию, которая может свести на нет все пре-
имущества висячих покрытий, поэтому подобную опор-
ную конструкцию нельзя признать рациональной. Ана-
логичные по идее, но отличные от приведенного по
конструктивному оформлению способы восприятия цеп-
ных усилий покрытия неоднократно применялись в ряде
покрытий.
Для всех этих сооружений характерен недостаток
присущий рассмотренной выше опорной конструкции,-
невыгодная работа на изгиб длинного ригеля рамы,
нагруженного значительными цепными усилиями всего
покрытия.
В опорной конструкции, показанной на рис. 13.10, д,
тяжение мембраны покрытия передается специальной
конструкции — подбору. Подбор расположен в плоскос-
ти покрытия, может быть выполнен из тросов, профиль-
ной или полосовой высокопрочной стали и работает как
нить на растяжение от горизонтальных усилий покры-
тия. Передавая тяжение в углы здания, подбор сжимает
окаймляющую покрытие железобетонную плиту. В этой
опорной конструкции каждый материал используется
наиболее рационально: металл подбора — на растяже-
ние, бетон окаймляющей плиты — на сжатие, а дейст-
вие горизонтальных усилий локализуется в плоскости
покрытия. Казалось бы, преимущества этого вида опор-
ной конструкции перед рассмотренными ранее очевид-
ны, однако сложность передачи усилий с покрытия на
подбор и с подбора на окаймляющую покрытие желе-
зобетонную плиту (особенно при больших размерах по-
крытия) привела к тому, что эта опорная конструкция
не получила большого распространения.
На рис. 13.10, е показана конструкция, в которой
цепные усилия двух пересекающихся стальных полос,
собирающих нагрузку со всего покрытия, передаются в
углы покрытия и, обжимая окаймляющую покрытие же-
лезобетонную плиту, локализуют горизонтальные уси-
лия висячей системы поверхностью самого покрытия.
Особенность такого решения состоит в необходимос-
ти иметь лишь две главные несущие все покрытие сис-
темы, что обусловливает передачу в углы здания боль-
ших сосредоточенных усилий, в свою очередь вызываю-
— 272 —
щих большие конструктивные сложности. Именно эти
причины делают малоперспективным применение подоб-
ной системы для покрытий больших пролетов.
Рассмотрение приведенных видов опорной конструк-
ции висячих покрытий показывает, что для прямоуголь-
ных зданий наиболее рациональны замкнутые контуры
с передачей цепных усилий от пролетной части в угло-
вые зоны покрытия, хотя такие системы и связаны с оп-
ределенными конструктивными трудностями, особенно
j зданиях больших пролетов.
На рис. 13.10, ж прямоугольное здание перекрыто
-ровисающей мембраной, закрепленной в прямоуголь-
ной горизонтальной замкнутой раме из труб, заполнен-
ных бетоном. Такая опорная конструкция, работая на
сжатие с изгибом, воспринимает горизонтальные состав-
ляющие цепных усилий в мембране и на нижележащую
конструкцию передает только вертикальные усилия от по-
крытия. При определенном соотношении изгибной жест-
кости контура и прогиба мембраны контур покрытия по-
лучается легким, а все покрытие — достаточно экономич-
ным.
Для зданий круглого или эллиптического плана наи-
лучшей и почти единственной формой опорной конструк-
ции висячего покрытия будет железобетонное опорное
кольцо, лежащее на колоннах (рис. 13.11). Такие коль-
ца способны воспринимать горизонтальные составляю-
щие цепных усилий от покрытия, локализуя их в плос-
кости покрытия и передавая на нижележащую конст-
рукцию лишь вертикальные усилия. При действии на
покрытие равномерно распределенной нагрузки, обычно
вызывающей в покрытии наибольшие усилия, опорные
кольца испытывают чистое сжатие (кроме средних опор-
ных колец шатровых оболочек, которые испытывают
растяжение), вследствие чего целесообразно выполнять
их из железобетона. При неравномерных нагрузках на
покрытие в кольце дополнительно появляются моменты.
Для некоторых видов висячих покрытий, особенно обо-
лочек или тросовых сеток с поверхностью двоякой кри-
визны, целесообразной формой опорной конструкции яв-
ляется наклонная арка (рис. 13.12). Арки, воспринимая
цепные усилия покрытия, передают их на грунт, часто
значительно облегчая работу поддерживающих их ко-
лонн.
Распорные усилия с контурных арок часто целесооб-
18—799
— 273 —
Рис. 13.11. Схемы опорных конструкций круглых и овальных
покрытий
1 — металлическое кольцо среднее; 2 — то же, опорное; 3 — наружное железо-
бетонное опорное кольцо
разно воспринимать затяжками, расположенными под
полом перекрываемого помещения и облегчающими ра-
боту опорных фундаментов. Очертание арок необходимо
согласовывать с распределением цепных усилий от по-
крытия, добиваясь того, чтобы ось арки совпадала с
кривой давления от цепных усилий пролетной конструк-
ции при действии на нее постоянной нагрузки. Арки, в
основном работающие на сжатие, целесообразно выпол-
нять из железобетона.
Рассматривая схемы опорных конструкций висячих
покрытий, можно отметить, что наиболее благоприятные
условия для их работы имеют замкнутые круглые коль-
— 274 -
на, расположенные на колоннах в уровне покрытия. Та-
кие кольца имеют наименьшие архитектурно-технологи-
ческие ограничения решения всего здания и наилучшие
технико-экономические показатели, что обеспечило им
наиболее широкое применение в висячих покрытиях,
особенно при больших размерах покрытия.
В зданиях прямоугольного плана удачная схема вос-
приятия цепных усилий покрытия пока не найдена, и
это значительно сдерживает использование висячих по-
крытий для таких зданий.
Расчет опорных конструкций висячих покрытий ве-
дется обычными методами строительной механики на
действие вертикальных и горизонтальных усилий от
пролетных конструкций покрытия при действии на по-
крытие постояной нагрузки и различных комбинаций
временных нагрузок. При окончательном, уточняющем
деформационном расчете желательно учесть совместную
работу опорной и пролетной конструкций.
Усилия в недеформируемых кольцах проще всего оп-
ределять по готовым формулам, данным в книге Е. Н.
Лессина, А. Ф. Лилеева, А. Г. Соколова «Стальные лис-
товые конструкции» (М.: Стройиздат, 1956).
При полном равномерном загружении кольца осе-
симметричной нагрузкой (рис. 13.13, а) в нем возникает
наибольшая осевая сила, которая определяется по фор-
муле
N — рг,
(13.31)
18*
— 275 —
Рис. 13.13. К расчету
круглых колец
при этом изгибающие моменты и поперечные силы рав-
ны нулю.
При осесимметричном загружении сосредоточенной
силой (рис. 13.13, б) усилия в кольце равны:
М = [0,3183 — (1/2) sin ф]Рг; (13.32)
N =— (Р/2) sin (р; (13.33)
Q=— (P/2)cos<p. (13.34)
При осесимметричном загружении распределенной
нагрузкой, расположенной на части кольца (рис. 13.13, в)
расчет проводится по следующим формулам:
при 0 < ср < а
М = (рг2/п) [2а + л (cos a cos ф — 1)];'
Л/=— рГ(\ — cos а cos Ф); (13.35)
Q =— pr cos а sin ф;
— 276 —
при а < (р < (л — а)
М = (рг?/п,) (2а — л sin а sin ф);
Л' —— pr sin а sin ф;
Q =— pr sin а cos ф;
при (л — а) < ф < л
М — (рг2/2) [2а — л (1 + cos а cos ф)];’
N =— pr (1 + cos а cos ф);
Q =— pr cos а sin ф.
(13.36)
(13.37)
Наибольшие значения моментов получаются при
а = 39°30Л. Усилия в кольцах при других возможных за-
гружениях см. в той же книге.
ГЛАВА 14. ОДНОПОЯСНЫЕ
ВИСЯЧИЕ ПОКРЫТИЯ И МЕМБРАНЫ
Однопоясными будем называть покрытия, в которых
непосредственно на несущие гибкие металлические эле-
менты (стержни или тросы) уложены плиты покрытия,
несущие утеплитель и гидроизоляцию кровли. В боль-
шинстве осуществленных покрытий применялись железо-
бетонные или керамзитобетонные плиты. Все покрытия
с железобетонными плитами обычно во время монтажа
предварительно напрягались^ швы между плитами замо-
ноличивались, и покрытие превращалось в железобетон-
ную предварительно напряженную висячую оболочку с
несущей арматурой.
Разновидностью этой конструктивной формы явля-
ются металлические оболочки-мембраны, в которых ме-
таллические листы соединены на монтаже в единую ме-
таллическую оболочку-мембрану. Последняя служит
одновременно основанием для утеплителя и кровли, т. е.
осуществляет одновременно несущую и ограждающую
функции покрытия, чем выгодно отличается от других
несущих систем.
Сравнительная простота этой конструктивной формы
позволяет иметь небольшое число типоразмеров элемен-
тов покрытия, что способствует их индустриальному из-
готовлению и простому монтажу.
Пространственная работа покрытия значительно уве-
личивает его жесткость, а совместная работа покрытия
— 277 —
и опорной конструкции значительно облегчает работу
конструкции. Эти преимущества данной конструктивной
формы и определили ее широкое распространение.
В настоящее время применяются покрытия, выпол-
ненные с применением железобетона и изготовленные
из металла.
14.1. ОДНОПОЯСНЫЕ ПОКРЫТИЯ С ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫМИ
ПЛИТАМИ
К специфическим преимуществам покрытий с при-
менением железобетона относятся их большая жест-
кость по сравнению с металлическими оболочками,
большая огнестойкость и меньшие эксплуатационные
расходы, а к недостаткам — большой собственный вес,
приводящий к повышенному расходу материалов на
поддерживающую покрытие конструкцию.
Покрытие обычно состоит из плоских сборных ке-
рамзитобетонных или ребристых железобетонных плит
заводского изготовления, уложенных на основные арма-
турные стержни, замоноличенные и предварительно на-
пряженные в процессе монтажа покрытия. Криволиней-
ную поверхность из плоских сборных плит образуют
швы замоноличивания.
В качестве высокопрочной арматуры в висячих обо-
лочках чаще всего применяются стальные канаты и
тросы. Они более удобны, чем другая высокопрочная ар-
матура, используемая для предварительно напряженно-
го железобетона, так как очень компактны, восприни-
мают большие усилия и изготавливаются большой дли-
ны, не требующей промежуточных стыков.
Некоторые однопоясные покрытия с применением
железобетонных плит показаны на рис. 14.1—14.4. При-
меры покрытий отражают главные формы поверхности
применяющихся висячих однопоясных покрытий.
14.1.1. Компоновка и работа покрытий. В цилинд-
рических покрытиях (рис. 14.1) арматурные стержни,
закрепленные в опорной конструкции, расположены па-
раллельно короткой стороне здания. На них уложены
прямоугольные плоские железобетонные плиты одного
типоразмера для всего покрытия, в дальнейшем замо-
ноличиваемые. Расстояние между стержнями арматуры
определяется их несущей способностью и в свою оче-
редь влияет на толщину железобетонной плиты, рабо-
- 278 -
12.0
Рис. 14.2. Покрытие рынка в Бауманском районе Москвы [10]
} — светоаэрационный фонарь; 2 — среднее металлическое кольцо; 3 — тросы
80 шт, z 52,5 мм; 4 — железобетонное опорное кольцо 1X1,5 м; 5 — керамзито-
бетонные плиты
тающей на изгиб от внешней нагрузки с пролетом, рав-
ным расстоянию между стержнями. Чем больше расстоя-
ние между стержнями, тем выше должны быть несущая
способность стержня и толщина плиты. В существую-
щих покрытиях это расстояние составляет 1,5—3 м и
более.
Кривая провеса стержней в соответствии с приходя-
щейся на них нагрузкой принимается в виде квадрат-
ной параболы по формуле (13.9). Для обеспечения сто-
ка воды с покрытия стрелки провеса стержней делают
несколько меньше к середине здания и больше к тор-
цам здания.
Для прямоугольных покрытий весьма важен выбор
наилучшей опорной конструкции.
В круглых вогнутых покрытиях, имеющих форму па-
раболоида вращения (рис. 14.2), тросы расположены
по радиусам на одинаковых расстояниях. Одним кон-
цом они прикреплены к железобетонному кольцу. На
расходящиеся от центра покрытия тросы уложены тра-
пециевидные плоские железобетонные плиты, в даль-
нейшем замоноличиваемые. В отличие от цилиндричес-
ких покрытий все плиты одного сектора между сосед-
ними тросами имеют разные размеры, но повторяемость
секторов достаточно большая (в приведенных примерах
она составляет 80—85 раз), что делает целесообразным
изготовление этих плит заводским способом. Расстояние
между тросами по периметру покрытия, как и в цилинд-
рических покрытиях, определяется несущей способно-
стью тросов и железобетонных плит; целесообразно при-
нимать его кратным шагу колонн, поддерживающих
покрытие.
Кривая провеса тросов в соответствии с приходящей-
ся на них нагрузкой принимается в виде кубической па-
раболы по формуле (13.10). Диаметр внутреннего ме-
таллического кольца назначается обычно исходя из
удобства закрепления в нем тросов (по 35—50 см по
длине кольца на один трос) и составляет 6—12 м. Круг-
лое наружное опорное железобетонное кольцо, как из-
вестно, представляет собой наиболее экономичную и.
простую опорную конструкцию висячих покрытий, что
и определило наибольшее ее распространение. Однако
в этом покрытии затруднено устройство внутреннего -
водостока из внутренней части покрытия.
В шатровых покрытиях (рис. 14.3) тросы также рас-
— 280 —
Рис. 14.3. Покрытие гаража в
Киеве
1 — средняя железобетонная опора;
2 — водосток; 3 — тросы 84 шт.
0 65 мм; 4 — ребристые железобе-
тонные плиты
Рис. 14.4. Покрытие цирков
1 — железобетонные плиты; 2 — не-
сущие тросы; 3 — стабилизирующие
тросы
ходится по радиусам от центра покрытия, и по ним уло-
жены плоские трапециевидные железобетонные плиты,
которые в последующем замоноличиваются. Расстояние
между тросами, размеры плит и способ их изготовления
определяются так же, как и в круглых вогнутых по-
крытиях.
Кривая провеса тросов в соответствии с приходя-
щейся на них нагрузкой принимается в виде кубической
параболы по формуле (13.11).
Однако работа шатрового покрытия отличается от
работы вогнутого круглого покрытия тем, что в шатро-
вом покрытии значительная часть нагрузки передается
через среднюю стойку и лежащее на ней металлическое
кольцо. Среднее металлическое кольцо шатрового по-
рытая помимо горизонтальных растягивающих его сил
воспринимает также и вертикальные усилия от покры-
тия, причем последние составляют значительную часть
— 281 —
всей вертикальной нагрузки на покрытие (а иногда да-
же и превышают ее). Таким образом, металлическое
кольцо является главной опорой всего покрытия, поэто-
му его конструкция и работа будут сильно отличаться
от конструкции и работы среднего кольца провисающе-
го покрытия.
В свою очередь металлическое кольцо опирается на
центральную железобетонную опору в виде толстостен-
ной трубы большого диаметра или куста отдельных сто-
ек, связанных по высоте ригелями.
Шатровое покрытие может быть скомпоновано в
двух вариантах. При желании иметь наружный водосток
параметры покрытия (см. рис. 13.8, г) должны удовлет-
ворять уравнению
h//>(16/3)(f/Z). (14.1)
В этом случае наружное опорное железобетонное
кольцо будет воспринимать от тяжения покрытия поми-
мо горизонтальной составляющей, сжимающей кольцо,
вертикальную составляющую, направленную снизу
вверх и отрывающую кольцо от колонн. Такая сила, про-
тиворечащая обычным представлениям о взаимодейст-
вии покрытия с колоннами, требует наличия специаль-
ных креплений кольца к колонне и колонны к фунда-
менту.
При устройстве водостока из провисающей части
покрытия можно понизить высоту средней опоры и уве-
личить стрелку провеса покрытия, что выгодно, но ус-
ложняет устройство водоотвода (подробнее см. п. 14.2.5).
Для покрытий, имеющих форму поверхности в виде
гиперболического параболоида (рис. 14.4), более слож-
ных, но и более жестких, чем рассмотренные ранее, ха-
рактерно расположение тросов в двух взаимно перпен-
дикулярных направлениях. Выбор поверхности в виде
гиперболического параболоида, сокращенно гипара,
имеющего уравнение поверхности,
z — (х2/а2) — fc (у2/&2),
объясняется ее особыми свойствами (подробнее см.
п. 14.2.4). Тросы, имеющие провес вниз, обычно назы-
вают несущими, а перпендикулярные им и имеющие
провес вверх — стабилизирующими, или натягивающи-
ми. Таким образом, арматура, натянутая на опорную
конструкцию, образует сетку с равными квадратными
или прямоугольными ячейками, в которые укладывают
— 282 —
плоские железобетонные плиты и замоноличивают по-
крытие. Благодаря выбору поверхности в форме гипара
все тросы одного направления имеют одинаковые сече-
ния, так как усилия в них от равномерной нагрузки на
покрытие равны. Равенство сечений тросов и размеров
плит (кроме плит, примыкающих к опорной конструк-
ции) создает благоприятные условия для унификации и
индустриальности заводского изготовления главных
элементов покрытия. Расстояния между тросами и тол-
щина плит покрытия так же, как и в ранее рассмотрен-
ных покрытиях, определяются их несущей способностью.
Кривые провеса тросов в соответствии с формой по-
крытия и приходящейся на них нагрузкой принимаются
по квадратной параболе по формуле (13.9). Более слож-
ным, чем для рассмотренных ранее покрытий, является
устройство опорной конструкции. Она обычно выполня-
ется в виде железобетонного пространственного замкну-
того кольца или двух наклонных, пересекающихся в ос-
новании арок. Пространственное очертание кольца объ-
ясняется необходимостью вписать его в поверхность
гипара. Несоблюдение этого условия нарушает работу
гипара и, следовательно, противоречит тем предпосыл-
кам, которые были приняты при выборе поверхности
покрытия. Естественно, что сложная конфигурация
кольца усложняет изготовление покрытия.
Важным фактором для выбора вида покрытия явля-
ется его деформативность.
Кинематический анализ форм поверхности покрытий
показывает, что цилиндрические покрытия и покрытия
с поверхностью вращения положительной гауссовой
кривизны (см. рис. 14.1 и 14.2) соответствуют изменя-
емым системам и кинематические перемещения в них
под действием неравновесных нагрузок могут быть
уменьшены собственным весом покрытия и их изгибной
жесткостью. Две другие формы поверхности покрытий,
показанные на рис. 14.3 и 14.4, имеют отрицательную
гауссову кривизну, могут быть отнесены к системам
мгновенно-жестким, т. е. внутренне стабилизированным,
и значительно меньше страдают от возможных кинема-
тических перемещений. Благоприятную роль для стаби-
лизации покрытий имеет и сравнительно большой соб-
ственный вес железобетонных покрытий, составляющий
обычно более 1 кН/м2 покрытия.
Уменьшение стрелы провеса несущих тросов также
283 —
уменьшает кинематические перемещения. Уменьшая
стрелу провеса тросов покрытия с целью его стабилиза-
ции, мы увеличиваем усилия в них, в результате чего
увеличиваются их сечения и сечения опорных конструк-
ций покрытия. Кроме того, с уменьшением стрелы про-
веса увеличиваются упругие прогибы покрытия, что не-
сколько снижает эффективность этого способа стабили-
зации покрытия. Поэтому для покрытий, внутренне
стабилизированных формой покрытия (см. рис. 14.3 и
14.4), целесообразно принимать большие значения стре-
лы провеса тросов, например 1/10—1/15 пролета, а для
покрытий, не имеющих внутренней стабилизации фор-
мой покрытия, — меньшие, например 1/17—1/25 проле-
та. Наилучшее сочетание формы и параметров покры-
тия при заданных постоянной и временной нагрузках
может быть найдено только вариантным проектирова-
нием.
Для превращения покрытия в железобетонную обо-
лочку, работающую на растяжение, покрытие должно
быть предварительно напряжено. Предварительное на-
пряжение оболочки увеличивает ее жесткость и наря-
ду с другими факторами является одним из важных
путей стабилизации покрытия. Необходимо назначать
такое предварительное напряжение, чтобы после учета
усадки, ползучести бетона и релаксации арматуры при
полном нагружении покрытия постоянной и временной
нагрузками в бетоне покрытия оставалось небольшое
сжатие, препятствующее раскрытию трещин в оболочке.
Возведение оболочки начинается с устройства опор-
ных конструкций, на которые навешиваются тросы со
средним металлическим кольцом (для круглых покры-
тий). По навешенным тросам концентрическими круга-
ми от краев к середине укладывают плиты покрытия.
Этот порядок раскладки плит необходим для поддержа-
ния равенства усилий во всех тросах при монтаже, так
как только при таком равенстве в наружном опорном
кольце не будут возникать изгибающие его моменты.
После укладки плит производят напряжение и замоно-
личивание сооружаемой оболочки.
В настоящее время известно четыре способа напря-
жения оболочек. Выбор способа зависит от местных ус-
ловий.
Оболочка, показанная на рис. 14.1 и 14.5, а напряга-
лась пригрузом стержней подвешенной к ним на-
— 284 —
грузкой (путем подвешивания специальных платформ
с балластом), которая вызывала в них усилия полного
предварительного напряжения и соответствующие уд-
линения. После пригруза производились замоноличива-
ние швов между сборными плитами, выдержка для на-
бора бетоном замоноличивания необходимой прочности
и освобождение теперь уже монолитной железобетонной
оболочки от пригруза. Освободившись от дополнитель-
ной нагрузки, арматурные стержни стремятся принять
свою первоначальную длину, но этому препятствует бе-
тон замоноличенных швов, в результате чего происхо-
дит обжатие бетона оболочки арматурой.
Этот способ неоднократно применялся для предва-
рительного напряжения оболочек разных видов и форм.
Необходимость перемещения больших масс балласта
является крупным недостатком данного способа напря-
жения оболочек. В случае цилиндрических покрытий
этот способ приводит к обжатию оболочки лишь в од-
ном, правда, главном рабочем направлении. В перпен-
дикулярном направлении, вдоль образующей цилиндра,
оболочка остается ненапряженной, и при ее работе
вследствие поперечных укорочений растянутых элемен-
тов могут возникнуть трещины, перпендикулярные обра-
зующей цилиндра.
’ Второй способ напряжения применялся при возведе-
нии оболочки, показанной на рис. 14.2 и 14.5,6. После
укладки всех плит на тросы замоноличивали все кольце-
вые швы, а после набора ими необходимой прочности
натягивали тросы домкратами, которые находились на
монтажной башне, поддерживающей среднее кольцо.
Натяжение вели одновременно несколькими домкрата-
ми, расположенными симметрично относительно центра
покрытия, чтобы в наружном опорном кольце не возни-
кали большие изгибающие моменты от неравномерного
тяжения тросов. Натяжение тросов до проектного уси-
лия приходилось осуществлять в несколько приемов, так
как натяжение последующих тросов изменяло усилие в
ранее натянутых. Натянув все тросы до проектных уси-
лий и, следовательно, обжав бетон плит покрытия, тро-
сы закрепляли в среднем кольце и замоноличивали ра-
диальные швы между плитами.
Третий способ напряжения оболочки применялся при
сооружении покрытия, показанного на рис. 14.3. Здесь
все швы между плитами заполняли расширяющимся бе-
285
тоном, который при твердении обжимал плиты покрытия
и превращал его в монолитную оболочку. Преиму-
щества этого метода—простота и возможность обжатия
оболочки во всех направлениях. К недостаткам метода
относится трудность контроля величины обжатия обо-
лочки.
Четвертый способ напряжения оболочки применялся
при сооружении покрытия, показанного на рис. 14.4.
При этом способе навешенная на опорную конструкцию
сетка из арматуры, прикрепленная специальными от-
тяжками к полу, натягивалась до проектных усилий
домкратами до укладки плит. После натяжения арма-
туры на нее укладывались плиты и замоноличивались
швы между ними. В этом положении оболочка выдер-
живалась до твердения бетона. После набора бетоном
необходимой прочности оболочку освобождали от оття-
жек, притягивающих ее к полу и создающих ее пригруз.
.Освободившись от дополнительной нагрузки, арматура
обжимала бетон. К преимуществам этого способа на-
пряжения надо отнести обжатие оболочки в двух взаим-
но перпендикулярных направлениях, а к недостаткам —
.его сложность.
14.1.2. Расчет покрытий. Подбор сечений арматуры
и опорного и среднего колец покрытия производится
по усилиям, возникающим в них во время предваритель-
ного напряжения покрытия. В это время вес бетонных
плит является лишь частью нагрузки на напрягаемые
арматурные стержни, так как бетон замоноличивания
еще не затвердел, покрытие не может работать как обо-
лочка и всю нагрузку воспринимает только арматура.
Усилия в арматуре и, следовательно, в кольцах в это
время максимальны.
Усилия в несущих арматурных стержнях можно оп-
ределять по формулам (13.16) и (13.20) для расчета
гибкой нити. В этих формулах за постоянную нагрузку
g принимается равномерно распределенный по покры-
тию вес плит и арматуры, а за временную р — равно-
мерно распределенная по покрытию нагрузка пригруза
или нагрузка, соответствующая предварительному на-
пряжению стержня, собранные с площади между сосед-
ними несущими стержнями. По найденным усилиям в
Стержнях подбирают их сечения и сечения колец. При
этом площадь сечения кольца должна удовлетворять
наибольшей нормальной силе в кольце, что бывает при
- 286 —
полном равномерном загружения покрытия всеми рас-
четными нагрузками. Изгибная жесткость кольца долж-
на удовлетворять изгибающим моментам, появляющим-
ся в нем в процессе монтажа покрытия (например, при
натяжении тросов домкратами) или при его эксплуата-
ции, при неравномерном загружении покрытия.
Определение изгибающих моментов и нормальных
сил в кольцах по приведенным выше формулам в гото-
вой оболочке, монолитно связанной с кольцами, дает
несколько преувеличенные значения усилий, так как
совместная пространственная работа оболочки с коль-
цами уменьшает воздействие обоолочки на кольца в ре-
зультате сдвигающих усилий в оболочке.
14.1.3. Конструктивное оформление. Конструктивное
оформление состоит в выборе типов сечений отдельных
конструктивных элементов и решении узлов сопряже-
ний.
На рис. 14.5, а представлено сопряжение сборных
плит оболочки с несущей арматурой при предваритель-
ном напряжении оболочки пригрузом или расширяю-
щимся бетоном. В этом случае плиты с выпусками
арматуры укладывают на стержни основной несущей ар-
матуры оболочки (обычно тросы) и после осуществле-
ния пригруза швы между плитами замоноличивают бе-
тоном.
На рис. 14.5, б показано сопряжение плит с тросами
при напряжении оболочки натяжением тросов домкра-
тами. В этом случае плиты опираются на тросы через
специальные консоли, выпущенные из плит и обеспечи-
вающие свободу деформации плит относительно тросов,
и меридиональные швы между плитами замоноличива-
ются после натяжения тросов на бетон. Кольцевые швы
между плитами армируют вспомогательной кольцевой
арматурой и замоноличивают отдельными кусками до
натяжения тросов, создавая монолитные бетонные сек-
торы для передачи усилий натяжения тросов на бетон.
Средние растянутые кольца круглых покрытий чаще
всего выполняются в виде сварных сечений из прокат-
ной стали, часто повышенной прочности.
На рис. 14.6, а показан фрагмент сечения среднего
кольца провисающего покрытия и прикрепление к нему
несущих тросов. Сечение кольца состоит из двух гори-
зонтально расположенных сварных швеллеров, соеди-
ненных планками. Тяжение троса на кольцо передается
— 287 —
a)
Рис. 14.5. Сопряжение
железобетонных плит о
арматурой при напряже-
нии пригрузом (а) и дом-
кратами (б)
1,2 — соответственно мери-
диональный и кольцевой
швы
Рис. 14.6, Средние ме-
таллические кольца ча-
шеобразных (а) и шат-
ровых (б, в) оболочек
1 — вилкообразные шайбы
через вилкообразные шайбы, вставляемые между коль-
цом и концевым стаканом троса. Меняя число вилкооб-
разных шайб, можно регулировать длину троса при его
натяжении домкратом во время предварительного натя-
жения покрытия.
288
Рис. 14.7. Наружные сборно-монолитные железобетонные кольца обо-
лочек
а—стык колец на колоннах; б — то же, в пролете; 1— стыки; 2 — тросы; 3 —
бетон замоноличивания на монтаже; 4 — колонна
На рис. 14.6,6,s показаны фрагменты средних колец
шатровых покрытий. Эти кольца, в отличие от преды-
дущих, воспринимают горизонтальную и вертикальную
составляющие тяжения тросов и передают их на сред-
нюю опору покрытия. Большие покрытия с большим
числом несущих тросов имеют большой диаметр средне-
го кольца, и его удобнее принимать по рис. 14.6,6; для
небольших покрытий диаметр среднего кольца можно
принимать по рис. 14.6, в.
Наружные опорные кольца, сжатые тяжением тро-
сов покрытия, обычно делают железобетонными, сборно-
монолитными. В покрытиях небольших размеров кольца
имеют сплошное прямоугольное сечение с большими
размерами в плоскости покрытия. Для больших покры-
тий размеры колец становятся также достаточно боль-
шими, и сборные элементы кольца сплошного сечения
были бы весьма тяжелыми. Поэтому для них элементы
кольца делают в виде железобетонной или металличес-
кой коробки, служащей одновременно опалубкой коль-
ца, включенной в его работу (рис. 14.7). Эти коробчатые
элементы устанавливают на колонны, в них на монта-
же закрепляют тросы покрытия, укладывают дополни-
тельную арматуру кольца для его работы на изгиб и
кольцо бетонируют. Одновременно бетонируют стыки
элементов кольца.
Сечения колец большей частью наклонены к гори-
зонту с тем, чтобы подходящие к кольцу тросы были па-
раллельны длинной стороне сечения кольца. Во избежа-
ние кручения кольца важно центр его сечения совмес-
тить с точкой пересечения осей тросов с осью колонн.
Длина сборного элемента кольца обычно бывает равна
19—799
— 289 —
расстоянию между колоннами (тогда стык элементов
осуществляют на колонне) или удвоенному расстоянию
между колоннами (тогда стык элементов делают меж-
ду колоннами, см. рис. 14.7). Крепление тросов к коль-
цу необходимо размещать так, чтобы они не попадали
на стыки колец.
Опорные кольца кроме осевого сжатия (иногда с из-
гибом в плоскости оболочки из-за неравномерного тя-
жения тросов) работают также и на вертикальный из-
гиб как неразрезные балки, опирающиеся на колонны
и нагруженные собственным весом и вертикальной сос-
тавляющей тросов.
14.2. МЕТАЛЛИЧЕСКИЕ ВИСЯЧИЕ ОБОЛОЧКИ-МЕМБРАНЫ
14.2.1. Общие свойства металлических мембран. На-
ряду с перечисленными ранее свойствами, присущими
всем висячим оболочкам, металлические оболочки обла-
дают рядом специфических свойств.
В металлических оболочках благодаря их малой
толщине напряжения от изгиба пренебрежимо малы по
сравнению с напряжениями от их растяжения и обыч-
но не учитываются в работе оболочки. Такие оболочки
называют безмоментными, или мембранными. Метал-
лическая мембрана, работающая на растяжение, пред-
ставляет собой весьма благоприятную конструктивную
форму для использования положительных свойств ме-
талла, в частности его высокой несущей способности при
работе на растяжение. Именно поэтому мембранные
покрытия экономичны по расходу металла на единицу
перекрываемой площади и могут перекрывать большие
пролеты. Кроме того, мембраны менее деформативны,
чем аналогичные тросовые системы. Для оценки дефор-
мативности мембран большую роль играет такая харак-
теристика, как гауссова кривизна их поверхности.
В практике используются мембраны с цилиндричес-
кой и конической поверхностью (имеющие нулевую га-
уссову кривизну), различные формы провисающих по-
верхностей— сферическая, оболочки вращения (имею-
щие положительную гауссову кривизну), шатровые и
седловидные мембраны (имеющие отрицательную гаус-
сову кривизну). Кинематический анализ показывает, что
мембраны нулевой и положительной гауссовой кривиз-
ны работают подобно изменяемым системам, более де-
— 290 —
формативны и при некоторых видах нагружений, вызы-
вающих в них сжимающие напряжения (например, вет-
ровой отсос), могут потерять общую устойчивость.
Мембраны отрицательной гауссовой кривизны не
могут потерять общую устойчивость, так как независи-
мо от вида нагрузки и ее распределения всегда есть на-
правления, в которых мембрана работает на растяже-
ние. Поэтому такие покрытия оказываются малодефор-
мируемыми, даже не будучи предварительно напряжен-
ными.
Исследования, проведенные в ЦНИИСКе [23], по-
казали также, что жесткость мембранных покрытий
(кроме цилиндрических), работающих в двух направле-
ниях и воспринимающих сдвиговые усилия, существен-
но выше жесткости тросовых систем аналогичной фор-
мы. При постоянной нагрузке по интенсивности, близкой
к снеговой, положение поверхности мембраны оказы-
вается достаточно устойчивым практически при любом
размещении на ней снега, и специальная стабилизиру-
ющая конструкция оказывается ненужной. Основной
недостаток мембран — большая поверхность тонкого ме-
талла, подверженного коррозии, если не принимаются
соответствующие меры его защиты. И хотя местная кор-
розия для мембранных покрытий не очень опасна бла-
годаря их огромной живучести из-за пространственной
работы, мероприятия по уменьшению опасности корро-
зии при эксплуатации сооружений повышают расходы
на покрытие.
К недостаткам относится и малая огнестойкость тон-
ких мембран. Испытания модели незащищенного мем-
бранного стального покрытия, проведенные в 1978 г.
ЦНИИСК им. Кучеренко совместно с ВНИИПО МВД
СССР, показали, что предел огнестойкости составляет
не менее 0,78 ч, поэтому для мембранных покрытий час-
то можно не производить специальную защиту от огня.
Однако для некоторых сооружений предел огнестойкос-
ти мал, в связи с чем приходится применять специаль-
ные мероприятия по защите покрытия от огня, что, ес-
тественно, увеличивает стоимость покрытия.
Конструкция мембраны обычно состоит из направ-
ляющих элементов («постели»), на которые при монта-
же укладывают лепестки мембраны, заранее раскроен-
ные в соответствии с формой мембраны. Эти лепестки
прикрепляют к направляющим элементам. Лепестки
19*
— 291 —
мембраны сваривают на заводе, рулонируют и привозят
на монтаж в виде готовых рулонов.
Материалом для мембран обычно служит листовая
малоуглеродистая или низколегированная сталь толщи-
ной 4—6 мм. Чтобы уменьшить опасность коррозии, луч-
ше применять атмосферостойкую низколегированную
сталь типа 10ХНДП.
Двукратная попытка применить для мембраны нер-
жавеющую сталь 0Х18Т1 толщиной 2 мм положительно-
го эффекта не дала из-за высокой стоимости этой ста-
ли, а также из-за непредвиденных осложнений, появив-
шихся при использовании несущей оболочки в качестве
кровли с расположением утеплителя под оболочкой.
Сварка тонких листов мембраны на направляющих в
условиях монтажа приводит к появлению в мембране
местных выпуклостей — хлопунов. При изменении тем-
пературы воздуха в этих местах происходит потеря ме-
стной устойчивости листов мембраны, сопровождающая-
ся хлопками. Это явление помимо неприятного внеш-
него эффекта чревато появлением усталостных явлений
в мембране, а потому использование тонкой несущей
мембраны в качестве открытой кровли нецелесообразно.
Применение алюминиевых сплавов, имеющих высо-
кие коррозионные свойства и прочность, не уступающую
прочности стали, позволяет в полной мере использовать
преимущества мембранных конструкций, назначая их
толщины с учетом полного использования расчетных
сопротивлений материала. Однако широкому распро-
странению мембранных покрытий из алюминиевых спла-
вов препятствуют их высокая стоимость, а также слож-
ность сварки тонких алюминиевых листов. Стремление
избежать сложности сварки привело к появлению новой
конструктивной формы покрытия в виде провисающей
оболочки, образующейся из плоской мембраны, которая
состоит из переплетенных алюминиевых лент. Подроб-
нее о таких конструкциях см. в гл. 12.
Для соединения рулонов, образующих мембрану, на
монтаже использовались все три вида соединений: свар-
ка, высокопрочные болты и клепка. Наиболее прогрес-
сивным способом, по-видимому, следует считать сварку,
когда мембранные полотнища соединяют внахлестку
друг с другом и с опорным контуром односторонним
непрерывным угловым швом с обязательной постанов-
кой сварных точек проплавлением.
— 292 —
В качестве направляющих элементов мембраны ча-
ще всего применяют крупноячеистую сетку из полосово-
го и профильного металла, которая после выполнения
монтажных функций включается в состав мембраны и
часто служит для нее элементами жесткости и связей.
Помимо прямых функций поддержания лепестков мем-
браны во время ее монтажа направляющие формируют
поверхность мембраны. Прежде чем начать монтаж
мембраны (из отдельных лепестков), монтируют сетку
из направляющих и регулируют ее поверхность для
придания будущей мембране заданной формы. Регули-
рование формы сетки легко осуществляется приданием
нужной длины ее элементам с помощью специальных
приспособлений в месте присоединения элементов к
опорной конструкции. Только после выверки формы по-
верхности сетки начинают сборку самой мембраны.
Для некоторых типов покрытий возможны сварка
мембраны внизу и подъем ее целиком.
Можно также изготовлять мембрану внизу плоской,
а затем соответствующим пригрузом при работе мате-
риала пролетной части за пределом пропорциональности
придавать ей необходимую форму. Этот способ прошел
экспериментальную проверку, причем на круглом плане
была достигнута ровная провисающая поверхность. На
прямоугольном плане загрузка плоской мембраны при-
водит к потере устойчивости листа в угловых зонах и
образованию складок, что нежелательно. Для висячих
покрытий применяют мембраны весьма разнообразной
формы. Ниже приведены примеры покрытий, которые
отражают главные формы поверхности применяющихся
покрытий металлическими мембранами.
14.2.2. Цилиндрические мембраны. Цилиндрические
мембраны, применяемые для покрытия зданий прямо-
угольного плана, относятся к изменяемым системам, и
для уменьшения их деформативности в большинстве со-
оружений устраивают дополнительную стабилизирую-
щую их конструкцию. В качестве такой конструкции ча-
сто используют направляющие с изгибно-жесткими эле-
ментами; на них монтируют мембрану. Направляющие
элементы при этом должны вместе с мембраной работать
на местный изгиб, они могут сильно уменьшить кинема-
тические перемещения и местные искривления мембра-
ны. Одним из примеров применения цилиндрических
мембран может служить покрытие Дворца спорта име-
— 293 —
Рис. 14.8. Покрытие Дворца
спорта в Бишкеке (б. Фрунзе)
1 — железобетонный каркас стен;
2 — балки-распорки; 3 — железобе-
тонная обвязка покрытия; 4 — мем-
брана; 5 — стальная полоса — «под-
бор»
Рис. 14.9. Покрытие универсального спортзала в Измайлове (Моск-
ва) [3] и [10]
1 — мембрана, /=2 мм; 2 — уклоны кровли; 3— щель; 4— водосток; 5 — моно-
литный пояс; 6 — фонари; 7 — угловые связи; 8 — несущие диагональные по-
лосы
ни В. И. Ленина в Бишкеке (б. Фрунзе) размером 42,5Х
Хб5м (рис. 14.8). Цилиндрическая мембрана толщиной
всего 2 мм из нержавеющей стали 0Х18Т1 одновременно
служит кровлей (утеплитель помещен под мембраной).
Она стабилизирована направляющими из прогонов-
швеллеров № 27, расположенных на расстоянии 3 м один
от другого и скрепленных металлическими сварными по-
перечными балками высотой 1 м, расположенными на
расстоянии 12 м одна от другой, служащими одновре-
- 294 —
менно сейсмическими распорками между продольными
стенами здания.
Расстояние между прогонами может быть определе-
но из условия работы мембраны вдоль образующей по-
крытия как гибкой, закрепленной на прогонах пластин-
ки, воспринимающей временную вертикальную нагруз-
ку. Кривая провеса мембраны должна быть выбрана по
веревочной кривой от постоянной нагрузки по уравне-
нию (13.6) из условия, чтобы постоянная нагрузка бы-
ла равновесной (В показанном на рис. 14.8 покрытии
постоянная нагрузка на нем неравномерно распределе-
на по длине здания, и кривая провеса не приводится).
Цепные усилия мембраны воспринимают полосы-под-
боры размером 4000X20 мм, расположенные у торцов
здания и выполненные из стали СтЗ. Подборы работа-
ют на растяжение и передают свои усилия в углы зда-
ния, сжимая железобетонную опоясывающую покрытие
опорную конструкцию. Такая компоновка конструкций
прямоугольного покрытия позволила локализовать вос-
приятие горизонтальных усилий мембраны в уровне по-
крытия, не передавая их на нижележащую конструкцию.
Одновременно была использована наивыгоднейшая ра-
бота материала элементов покрытия — металла мембра-
ны и подборов на растяжение, бетона опорной конструк-
ции на сжатие. Однако наличие мощных поперечных
распорок-балок, желательных с точки зрения сейсмос-
тойкости здания, усложнило без необходимости работу
мембраны. При отсутствии этих распорок-балок конст-
рукция покрытия была бы проще и полнее реализовала
бы основной принцип висячих покрытий, заключающий-
ся в том, что металл должен работать только на растя-
жение, хотя, вероятно, пришлось бы несколько увели-
чить сечение продольных прогонов постели. Изгибная
жесткость таких прогонов нужна только для стабилиза-
ции покрытия и зависит от соотношения постоянной и
временной нагрузок: чем больше постоянная и меньше
временная нагрузки, тем меньшая изгибная жесткость
нужна для стабилизации покрытия. Пространственность
работы цилиндрических мембран сказывается слабо —
только через известное увеличение модуля упругости
Е^ЕЦ!—v2) (для мембраны). Расчет такого покрытия
(без поперечных балок) может быть сведен к расчету
изгибно-жестких нитей (подробнее см. гл.15), в сечение
которых следовало бы ввести сечение прогона с частью
— 295 —
мембраны, приходящейся на один прогон.
Интересный пример использования цилиндрических
мембран — покрытие универсального спортивного зала
в Измайлове размером 72X66 м (рис. 14.9). Покрытие
состоит из замкнутого железобетонного опорного кон-
тура с сечением 6X0,5 м, опирающегося на железобе-
тонные колонны. Пролетная часть покрытия имеет мем-
брану толщиной 2 мм из нержавеющей стали 0Х18Т1,
подкрепленную системой диагональных элементов тол-
щиной 25 мм из стали 14Г2. Диагональные элементы
имеют стрелу провисания 4 м, переменную ширину от
5,5 (у опор) до 1,2 м (в центре покрытия) и продоль-
ную прорезь, которая по окончании монтажа была за-
варена. Пролетная часть покрытия закреплена в углах
и по периметру опорного контура.
Форма поверхности покрытия образована пересече-
нием четырех секторов цилиндрического очертания. При
этом отметка основания каждого сектора расположена
на 0,4 м ниже его вершины, что обеспечивает наружный
водоотвод.
Собранное на земле плоское покрытие крепилось
концами диагональных элементов к подъемным устрой-
ствам и поднималось в проектное положение. Форма по-
крытия образовалась в результате провеса мембраны и
раскрытия прорезей диагоналей под действием собствен-
ного веса покрытия. Но так как стрела провисания по
направляющей каждого сектора переменна, то зазор по
длине диагонали также менялся. В процессе образова-
ния формы покрытия размер зазора фиксировался в
нескольких местах по длине диагонали стопорными план-
ками, а по окончании этот зазор заваривался клиновид-
ной вставкой. Работу мембраны в соответствии с при-
нятым методом монтажа можно разделить на две ста-
дии.
На первой стадии во время подъема и загружения
мембраны постоянной равномерно распределенной на-
грузкой мембрана не имеет связи с опорным контуром,
и все усилия от постоянной нагрузки передаются на ди-
агональные элементы, закрепленные в углах опорного
контура. Такой метод монтажа позволяет избавить опор-
ный контур от работы на поперечный изгиб при дейст-
вии постоянной нагрузки. На этом этапе все четыре сек-
тора покрытия работают как цилиндрические мембраны
со свободными кромками, и каждую из этих мембран
— 296 —
можно представить как совокупность отдельных парал-
лельных полос, опирающихся на диагональные элемен-
ты и работающих как гибкие нити. Эти полосы можно
рассчитать на действие постоянной нагрузки по форму-
ле (13.22) с учетом увеличения модуля упругости для
пластины. Диагональные элементы покрытия, воспри-
нимая цепные усилия мембран, работают как гибкие
нити, нагруженные вертикальной постоянной нагрузкой,
распределенной по треугольникам с нулевым значением
в центре и с вершинами на опорах, и горизонтальной
нагрузкой, представляющей собой проекцию распоров
от прикрепленных к диагоналям полос мембраны — ни-
тей.
Получающийся распор в диагонали вычисляют по
формуле
H^[gl2all/8L](i/fa + Ufb), (14.2)
где g — постоянная равномерно распределенная нагрузка на покры-
тие; 1а и 1ъ — размеры сторон покрытия; fanfb — стрелы провеса на-
ружных краев цилиндрических мембран покрытия (у опорного кон-
тура); L = /[l + (8/3)(f//)2]; 1= V — стрела провеса диаго-
нального элемента.
На второй стадии работы покрытия, когда мембрана
скреплялась с опорным контуром, под действием вре-
менной нагрузки мембрана начинала работать в двух
направлениях, а опорный контур — изгибаться в гори-
зонтальном направлении. На действие временных на-
грузок покрытие рассчитывали методом конечных эле-
ментов в линейной постановке на ЭВМ. Усилия в мем-
бране, полученные расчетом по первой и второй стадиям
работы, суммировали. Конструктивных мероприятий по
стабилизации покрытия не проводилось, но значитель-
ная постоянная нагрузка, почти равная временной, са-
ма стабилизировала покрытие, и полученные прогибы
были признаны приемлемыми.
К достоинствам этой схемы покрытия надо отнести
безызгибную работу опорного контура квадратного зда-
ния на постоянную нагрузку, а также возможность сбор-
ки покрытия в горизонтальном нижнем положении.
Однако применение подобной схемы к покрытию
прямоугольных зданий со значительной разницей в раз-
мерах сторон проблематично.
14.2.3. Провисающие мембраны и оболочки враще-
ния. Другой формой мембранных покрытий являются про-
— 297 —
14.10. Покрытие
висающие мембраны на круглом, эллиптическом или
прямоугольном плане. Они имеют положительную гаус-
сову кривизну, довольно деформативны и часто требу-
ют специальной стабилизирующей их конструкции.
На рис. 14.10 показано покрытие Олимпийского уни-
версального стадиона на проспекте Мира провисающей
мембраной эллиптического в плане здания со стрелкой
провеса в центре мембраны 12,5 м, что составляет
1/14,5—1/18 пролета. Мембрана выполнена в форме эл-
липтического параболоида из стали 14Г2 толщиной
5 мм и подкреплена радиально-кольцевыми направляю-
щими, предназначенными для монтажной сборки мемб-
раны без подмостей, а также для создания акустическо-
го подвесного потолка и пространства для размещения
технологического оборудования. Радиальные направля-
ющие элементы, состоящие из висячих ферм высотой
2,5 м, придают покрытию некоторую изгибную жест-
кость в радиальном направлении; кольцевые направля-
ющие выполнены из прокатных элементов и полезны
только во время монтажа. Мембрана по периметру за-
креплена в монолитном железобетонном опорном коль-
це с размером сечения 5X1,75 м. Кольцо бетонировали
в металлической опалубке, включенной в работу кольца
и опертой на колонны, расположенные по периметру по-
крытия с шагом 20 м. В средней части мембраны рас-
положена плита размером 30X24 м, на которую уста-
навливали часть технологического оборудования. Пли-
та выполнена из стального листа толщиной 8 мм, под-
крепленного ортогонально расположенными балками
двутаврового сечения, и окаймлена сварным двутавром.
Мембрану собирали из ряда тонколистовых секторов
длиной в среднем 90 м и шириной 10,4—1,7 м, которые
сваривали на заводе и доставляли на строительную
площадку в рулонах.
Мембрану монтировали после монтажа колонн, ус-
тановки металлической опалубки, бетонирования на-
ружного опорного кольца и установки на временной
опоре центральной плиты. В специальном кондукторе
собирали блоки, состоящие из двух радиальных ферм,
промежуточных элементов кольцевых ребер и части тех-
нологического оборудования (воздуховодов) с последу-
ющим их подъемом с помощью траверсы-распорки в
проектное положение. После монтажа блоков и уста-
новки между ними недостающих элементов кольцевых
— 299 —
ребер на образованную таким образом радиально-коль-
цевую сетку из направляющих укладывали лепестки
мембраны. Отдельные лепестки объединяли в простран-
ственную мембрану высокопрочными болтами.
Эллиптический план здания, принятый по архитек-
турно-планировочным соображениям, хотя и не внес су-
щественных изменений в напряженно-деформированное
состояние мембраны, тем не менее усложнил проектиро-
вание покрытия, изготовление и монтаж конструкций.
По сравнению со зданием с круговым очертанием пла-
на возросло число типоразмеров всех основных конст-
рукций покрытия, а также узлов сопряжения отдельных
элементов.
При компоновке покрытия большую роль играет вы-
бор исходной геометрии покрытия, так как даже при од-
ной и той же стрелке провеса мембраны, но в зависимо-
сти от различных очертаний меридиана сильно меняется
распределение цепных усилий по поверхности мембра-
ны, а также усилий в опорной конструкции.
В рассматриваемом покрытии форма мембраны бы-
ла принята в виде эллиптического параболоида.
Для зданий круглого плана при равномерно распре-
деленной по покрытию постоянной нагрузке равновесной
формой мембраны будет параболоид вращения. Уравне-
ние его поверхности имеет вид
z = f(X/a^ + f(y/ar, (14.3)
где а — радиус покрытия; f — стрела провеса мембраны.
Такая форма поверхности обеспечивает достаточно
равномерное распределение радиальных и кольцевых
усилий по поверхности мембраны при действии полной
распределенной нагрузки, имеющей обычно решающее
значение для прочности мембраны. Это позволяет делать
всю мембрану постоянной толщины без излишних запа-
сов прочности.
Стрелку провеса таких мембран принимают в преде-
лах Vis—7ао диаметра покрытия с учетом высказанного
ранее замечания о работе изменяемых систем — боль-
шую стрелу провеса следует брать при большем от-
ношении постоянной нагрузки к временной и наобо-
рот.
Покрытия рассчитывают по упругой стадии работы
материала в несколько этапов. Вначале производят по
безмоментной линейной теории приближенный расчет
— 300 —
мембраны, внутреннего и внешнего кольца на действие
постоянной нагрузки и полного загружения временными
нагрузками для первоначального определения сечения
мембраны и ее колец. Затем выполняют уточняющий
расчет, с помощью которого необходимо учесть геомет-
рическую нелинейность и пространственность работы си-
стемы, так как известно, что линейные расчеты идут
в запас по усилиям и не в запас по перемещениям, а так-
же совместную работу наружного опорного кольца
с оболочкой, так как это существенно снижает изгибаю-
щие кольцо моменты от неравновесных нагрузок. В ка-
честве такого уточняющего метода расчета можно мем-
брану заменить пространственной шарнирно-стержневой
системой, включающей оба кольца и колонны, на кото-
рые она опирается. Площадь сечения элементов стерж-
невой системы определяют из условия эквивалентности
деформаций и усилий стержневой ячейки и элемента
оболочки. Полученную стержневую систему рассчитыва-
ют на ЭВМ с учетом геометрической нелинейности систе-
мы на действие постоянной нагрузки и нескольких вари-
антов вероятных равновесных и неравновесных времен-
ных нагрузок. По результатам расчета корректируют
принятые первоначально сечения самой мембраны и ко-
лец, а также исходя из полученных деформаций выявля-
ют необходимость устройства специальной стабилизиру-
ющей конструкции. Параллельно с уточняющим расче-
том ведется расчет на действие усилий в элементах по-
крытия. возникающих в процессе его монтажа. Особенно
опасны изгибающие моменты в наружном опорном коль-
це мембраны при несимметричной раскладке радиальных
направляющих элементов по периметру покрытия. Не-
смотря на малый собственный вес этих элементов, изги-
бающие моменты в кольце легко могут превысить анало-
гичные моменты, возникающие в нем во время эксплуа-
тации покрытия. Увязка сечения кольца с рациональным
методом монтажа покрытия—обязательный этап рас-
чета. После внесения необходимых коррективов в кон-
струкцию и сечения элементов покрытия проводится
окончательный контрольный расчет всей системы покры-
тия на ЭВМ.
Для предварительных расчетов определение усилий
в круглой оболочке, имеющей форму параболоида вра-
щения (рис. 14.11), при расчете по безмоментной линей-
ной теории удобно вести по методу, изложенному
301
ка до деформации; 4 — то же, после де-
формации
С. П. Тимошенко1. Так, определение усилий в оболочке
от осесимметричной нагрузки, расположенной на всей
площади покрытия (рис. 14.11, а,б), можно вести по
уравнению (Лапласа)
N1/R1 +N2/R2= р, (14.4)
где ЛГ1 и N2— меридиональное и кольцевое усилия в оболочке; Rt
и R2 — радиусы кривизны оболочки; р — проекция внешней нагруз-
ки на нормаль к поверхности оболочки.
Предварительно надо определить некоторые геомет-
рические характеристики поверхности мембраны. Сече-
ние поверхности, описываемой уравнением (14.3), верти-
кальными плоскостями, проходящими через ось 0г, дает
равные параболы. Так, пересечение плоскости хОг с по-
верхностью дает параболу z=f(x/a)2. Радиус кривизны
этих парабол в вертикальной плоскости
n __ I1 + OF _ [а* + (2МГ] VI + (2М/а2)2
г" 2f/a*
Для ПОЛОГИХ покрытий l/z// = «2/2f.
Углы между касательной к поверхности и горизон-
том и между главной нормалью к поверхности и осью 0,г
, 2/ . tg ф 1
tg ср = z =—я; sin <р =— ; соэф —— .
а2 Kl + tg2q> jA + tg2?
1 С. П. Тимошенко. Пластинки и оболочки. — М.: Гостехиздат,
1948.
— 302 —
Радиус кривизны поверхности в кольцевом направлении
/?2 = x/sin ф.
Нормальная к поверхности мембраны составляющая
внешней нагрузки
р = q cos <p.
Меридиональные усилия в мембране от равномерно рас-
пределенной по покрытию нагрузки (см. рис. 14.11, а)
определяют из условия равновесия отсеченной горизон-
тальной плоскостью части мембраны
2лхЛ\ sin ф — G = лх2 q,
отсюда
М = qx!2 sin ф. (И.5)
Кольцевое усилие определяют из уравнения Лапла-
са, подставляя в него все определенные ранее величины:
N2—(р —N-JR-^Rz- (14.6)
Для снеговой нагрузки, плавно увеличивающейся по
интенсивности от краев покрытия к середине (см. рис.
14.11,6), нормальная к поверхности составляющая
внешней нагрузки
р = q [ 1 4- k (1 — x/a)J cos ф.
Меридиональные усилия в мембране можно опреде-
лить из тех же условий, что и раньше:
Г / 2 х
2лх М sin ф = G — лх2 q 1 & 1 —----,
L \ За ,,'J
откуда
qx Г / 2 х \7
— 1-М 1—----------. (14.7)
2 sin ф [ \ За/J '
Формула (14.6) для определения /V2 не меняется, но
в нее должны быть подставлены новые значения N\ и р.
Для определения перемещений оболочки постоянной
толщины воспользуемся уравнениями, приведенными
в книге С. П. Тимошенко,
u = sin ф {J (Ri + v/?2) — N2 (R2 + v/?x)J dtp 4- cj;
Rn
w = v ctg Ф — —- (У2 — vA\),
ct
где v, w—смещения соответственно по касательной и по нормали
(см. рис. 14.11, в) сечения оболочки, имеющего угол наклона норма-
— 303 —
ли ф; v=0,3 — коэффициент Пуассона; С —постоянная интегрирова-
ния, определяемая из условия, что на опоре при ф=а смещение v=0.
Для параболоида вращения по уравнению (14.3) сме-
щение оболочки по нормали w от действия равномерно
распределенной нагрузки (см. рис. 14.11, а) определяет-
ся формулой
a3 q Г ! cos ф 1 \ 3
w = —----- v 1 —--------j----------—--------—
4/? Et [ \ cos а 2 cos3 ф / 4 cos ф
cos ф । 1 1
4 cos*? а ' 2 cos3 ф J
Наибольшее перемещение будет в середине оболочки
при ф—0 — это прогиб середины оболочки
а4 <7 Г / 3 1 \ 1 / 1 \1
4/? Et L \ 2 cos а / 4 \ cos3 a/J
Применение приведенной методики расчета покажем
на примере.
Пример. Определить усилия в металлической мембране, пред-
ставленной на рис. 14.11. Поверхность мембраны — квадратичный
параболоид вращения по уравнению (14.3) с параметрами а=102 м,
f—12,5 м. Расчетная нагрузка интенсивностью </=3,5 кН/м2 равно-
мерно распределена по горизонтальной проекции поверхности мем-
браны.
Определяем усилия в средней части мембраны на окружности
радиусом х=14 м. Предварительно определяем геометрические ха-
рактеристики мембраны в этой точке по приведенным ранее форму-
лам: tg ф = 0,033641; sin ф = 0,033622; С05ф=1; Pi = 416,63 м; R2 —
= 416,394 м; p~q=3,5 кН/м2.
Меридиональное усилие определяем по формуле (14.5): М =
= 728,689 кН/м.
Кольцевое усилие определяем по формуле (14.6): N2=
=728,28 кН/м.
Аналогичную процедуру проделываем для мембраны у опорного
кольца при х=а=102 м, в результате чего получаем jf?i=454,217 м;
tg ф = 0,245098; sin ф= 0,238052; cos ф= 0,971252; 1?г~428,477 м; р =
= 3,399 кН/м2.
Меридиональное усилие Mi = 749,836 кН/м. Кольцевое усилие
#2=749,215 кН/м.
Рассмотрение усилий показывает, что вся мембрана испытывает
почти одинаковые усилия, что позволяет выполнять ее из листов оди-
наковой толщины.
Принимая толщину листа ( = 5 мм, будем иметь напряжения
в них около 14,5 кН/см2. Прогиб середины покрытия по формуле
(14.8) составит йу=21,59 см. Принимая для того же покрытия с те-
ми же параметрами а=102 м и /=12,5 м мембрану по поверхности
кубического параболоида вращения, имеющего уравнение г=
=f(xla)3+f(yla)3, и проведя аналогичный расчет, получим усилия
в мембране: в сечении х=14 м #1 = 3537,395 кН/м, N2=0-, в сечении
х=102 м и #1=517,294 кН/м, #2=59,634 кН/м.
— 304 —
Рассмотрение результатов показывает, что усилия
значительно изменяются по поверхности мембраны и из-
готовить ее из листов одинаковой толщины уже не пред-
ставляется возможным. Имея усилия в мембране, легко
рассчитать ее опорное кольцо. Пользуясь полученными
радиальными усилиями в мембране, по формуле (13.31)
находят усилия в кольцах и по полученным усилиям
подбирают сечения мембраны и колец. Однако при дей-
ствии осесимметричной нагрузки на покрытие не удает-
ся выявить расчетный изгибающий момент, действующий
в уровне мембраны на сжатое наружное опорное кольцо.
Этот момент получают из уточненного расчета при дей-
ствии на покрытие несимметричных нагрузок (напри-
мер, неравномерное расположение снега на покрытие)
и по нему ведется армирование сечения наружного же-
лезобетонного кольца. Значение этого момента является
также критерием для проверки правильности принятого
метода монтажа. Монтаж покрытия обычно ведется
путем последовательной укладки радиальных направля-
ющих элементов на центральную монтажную башню и
на наружное кольцо.
Расчетной проверке подлежит также радиальный
направляющий элемент постели на действие собственно-
го веса и веса лепестка мембраны, лежащего на этом
элементе и не участвующего в работе до окончания мон-
тажа мембраны и раскружаливания ее на центральной
башне. Этот элемент работает во время монтажа как
нить, закрепленная в среднем и наружном кольцах по-
крытия (с опорами на разных уровнях). Если радиаль-
ный элемент гибкий, то его можно рассчитать, пользуясь
формулами (13.20, в), (13.21) и (13.26); если элемент
изгибно-жесткий в виде висячей фермы или двутавра, то
его следует рассчитывать по формулам гл. 15.
По усилиям, полученным этим расчетом, подбирают
сечение элемента с учетом того, что в последующем весь
элемент или только его верхний пояс будет работать
в составе сечения мембраны и получит дополнительные
усилия и напряжения от неучтенной в монтажном рас-
чете части постоянной и всей временной нагрузок. Рас-
пор радиального направляющего элемента действует на
среднее и наружное кольца мембраны. Но среднее коль-
цо к моменту монтажа радиальных элементов обычно
бывает уже замкнуто лежащей на нем металлической
плитой, образующей в последующем среднюю часть мем-
20—799
— 305 —
браны. Поэтому воздействие усилий радиальных элемен-
тов на него не вызывает в нем изгибающих моментов,
а усилия растяжения существенно меньше, чем при экс-
плуатационной работе покрытия.
В совершенно других условиях работает наружное
опорное кольцо. Воздействие радиальных ребер на него
(особенно в начале их монтажа) представляет местное
воздействие радиальной нагрузки, которое вызывает
в нем изгибающие моменты, действующие в уровне по-
крытия. Эти моменты могут быть определены с исполь-
зованием формул (13.32) — (13.37), и несмотря на срав-
нительно небольшие усилия воздействия радиального
элемента на наружное кольцо изгибающие моменты
в нем могут достигать значительных размеров. Жела-
тельно принять такой порядок монтажа радиальных эле-
ментов, чтобы изгибающие моменты в кольце во время
монтажа не превышали изгибающих моментов в нем же
во время эксплуатации покрытия.
Полученные при уточненном расчете прогибы мем-
браны могут служить критерием необходимости устрой-
ства специальной стабилизирующей мембрану конструк-
ции. В покрытии Олимпийского универсального стадио-
на, по мнению авторов, стабилизирующая конструкция
была не нужна, и в работе мембраны был учтен только
верхний пояс радиальной фермы (ее изгибная жесткость
не учитывалась). В покрытиях, показанных на рис. 14.12,
их авторы посчитали необходимым принять специальные
меры по стабилизации покрытия.
На рис. 14.12, а показана сферическая мембрана по-
крытия универсального спортивного зала в Ленинграде
из стального листа толщиной 6 мм, стабилизированная
в середине покрытия тяжелой железобетонной плитой
с размещенным на ней технологическим оборудованием.
Дополнительно мембрана стабилизирована 56 специаль-
ными предварительно напряженными тросовыми ферма-
ми, размещенными по радиусам. Верхним поясом ферм
служит радиальный направляющий элемент мембраны,
выполненный из швеллера. Нижний пояс ферм прикреп-
лен к специальному кольцу диаметром 72 м, свободно
подвешенному к мембране и устроенному для того, что-
бы не передавать сосредоточенные усилия поясов ферм
на мембрану.
На рис. 14.12,6 показана коническая мембрана по-
крытия цеха металлоконструкций в Австрии. В этом
— 306 —
20*
— 307 —
покрытии мембрана стабилизирована весом мостовых
кранов, одна из опор которых передает свои усилия
в центр мембраны.
Рассмотрение различных методов стабилизации мем-
бран позволяет сделать вывод, что наиболее рациональ-
ным следует считать устройство радиальных направля-
ющих элементов в виде висячих ферм из прокатных
профилей, удобных в производстве и монтаже и легко
позволяющих получать необходимую жесткость покры-
тия изменением высоты ферм и сечений поясов.
Интересный пример провисающей мембраны, выпол-
ненной по проекту И. Г. Людковского1, представлен на
рис. 14.13. Покрытие было осуществлено в порядке ре-
конструкции над действующими цехами без их остановки
с последующей разборкой старого заменяемого покры-
тия. Прямоугольное покрытие размером 66X81,5 м
представляет собой провисающую металлическую мем-
брану толщиной 4 мм, изготовленную из стали 09Г2С,
прикрепленную по периметру к опорной конструкции из
стальных труб диаметром 630 мм, толщиной 12 мм, за-
полненных бетоном классов В22,5 и В25. Отношение
диаметра трубы к длине стороны покрытия составляло
1/130, а ее гибкость Z —500, т. е. бортовой элемент мем-
браны был очень гибким в плоскости мембраны.
В углах покрытия устроены железобетонные горизон-
тальные вуты размером 9,5X 7,3 м по верху мембраны
и 3,3X3,3 м под мембраной толщиной по 300 мм, арми-
рованные швеллерами. Вуты превращают всю опорную
конструкцию в горизонтальную замкнутую раму с жест-
кими углами. Они ужесточают опорную конструкцию
в горизонтальном направлении и сокращают свободный
пролет ветви в плоскости покрытия примерно на Vs его
величины.
Трубы опорной конструкции по трем сторонам зда-
ния опираются на металлические стойки, опирающиеся
в свою очередь на существующие кирпичные стены,
с четвертой стороны — на металлические стойки на всю
высоту здания. Крепление труб к стойкам предусматри-
вает надежную передачу вертикальных нагрузок с мем-
браны и возможность свободной горизонтальной подвиж-
ки опорной конструкции. По металлической мембране
1 Людковский И. Г. Опыт замены покрытия промышленного зда-
ния без остановки производства с применением висячей оболочки:.
Обзорная информация ВНИИС, сер. 8, № 5. — М., 1986.
— 308
Рис. 14.13. Замена по-
крытия промышленного
здания провисающей
мембраной [15]
1 — мембрана / = 4 мм; 2 —
фонарь; 3 — старое покры-
тие; 4 — усиление мембра-
ны; 5 — вут; 6 — трубобе-
тонный опорный контур;
7 — бетон М300
уложен 20-мм железобетонный армированный сеткой
слой, по которому предусмотрено устройство теплой
кровли из слоя пенополистирола; поверх последнего уст-
роена кровля из одного слоя рубероида и слоя полиизо-
бутилена. Железобетонный слой стабилизирует конст-
рукцию. В средней части покрытия устроен световой
фонарь в виде полусферы диаметром 12 м. Мембрана по
контуру выреза для фонаря усилена.
Водоудаление с покрытия осуществляется с помощью
кольцевого коллектора, в которой вода поступает из де-
сяти воронок, расположенных вокруг фонаря.
Монтаж покрытия начинался с устройства опорной
конструкции укрупнения трубчатых элементов, укладки
— 309 —
их в проектное положение и заполнения бетоном с по-
мощью бетононасоса.
Мембрану изготовили из рулонных заготовок шири-
ной 6м и длиной 81 м. Раскатку рулона мембраны про-
изводили с земли. Конец рулона поднимали краном на
уровень покрытия и прикрепляли к нему трос, который
с помощью лебедки и частично крана натягивал лист по
специальным подмостям, опиравшимся на существовав-
шее покрытие. Монтаж мембраны проводился летом,
когда это покрытие не испытывало снеговой нагрузки.
Согласно проекту мембрана при монтаже выполнялась
плоской, а ее криволинейность обеспечивалась за счет
провисания при раскружаливании подмостей под дейст-
вием веса покрытия.
Листы мембраны соединялись между собой и с опор-
ной конструкцией внахлест сплошным сварным швом и
с устройством электрозаклепок с принудительным про-
плавлением в нижнем положении. После раскружалива-
ния мембраны максимальное вертикальное перемещение
составило 2,05 м, т. е. V40 большого пролета, а после
укладки бетона — 2,6 м, т.е. V31 того же пролета. Одно-
временно произошло и горизонтальное перемещение
опорной конструкции внутрь покрытия: перпендикуляр-
но длинной стороне на 60 и 125 мм и короткой стороне
на 40 и 60 мм.
При раскружаливании мембраны в угловых зонах
появились волны длиной 3—4 м с максимальной ампли-
тудой около 20 см. Возникновение волн в первоначаль-
но плоской мембране, прикрепленной к податливому
опорному контуру, закономерно, так как образовавшаяся
после раскружаливания поверхность двоякой кривизны
не развертывается на плоскость. Однако эти волны не
оказывают существенного влияния на прочность покры-
тия в целом, так как они не нарушают специфику работы
конструкции.
Особенность работы первоначально плоской прямо-
угольной мембраны с гибкими в горизонтальной плоско-
сти бортовыми элементами подробно изучалась теорети-
чески и экспериментально Л. И. Гольденбергом1 и
П. Г. Еремеевым2. Она заключается в том, что это само-
1 Л. И. Гольденберг//Строительная механика и расчет сооруже-
ний. 1984. № 2; 1987. № 4.
2 П. Г. Еремеев//Строительная механика и расчет сооружений,
1984. № 6; 1985. № 5; 1990. № 1.
- 310 -
Рис. 14.14. Работа мембранного покрытия
а — воздействие цепных усилий на контур в первоначально плоской мембране;
б — то же, в провисающей мембране с гибким опорным контуром; в — распре-
деление силовых линий в мембране; г — схема работы и эпюры усилий, дей-
ствующих на гибкий опорный контур; t — линии растягивающих напряжений
регулирующаяся система, механизм перераспределения
усилий в которой автоматически включается при измене-
нии жесткости бортового элемента. В этой системе мем-
брана работает на растяжение в двух направлениях,
а гибкие бортовые элементы в средней половине своего
пролета, изгибаясь, почти не воспринимают перпендику-
лярных им цепных усилий мембраны. Поэтому цепные
усилия мембраны передаются в угловые зоны, которые
оказываются самыми жесткими, так как первоначальное
расстояние между углами практически почти не меняет-
ся из-за большой продольной жесткости бортовых эле-
ментов (рис. 14.14).
Работа бортового элемента по длине неравномерна.
Продольные сжимающие усилия в нем изменяются по
— 311 —
длине в несколько раз: они максимальны в середине про-
лета и минимальны в углах покрытия, постепенно умень-
шаясь за счет действия касательных усилий — тяжений
мембраны. Горизонтальные изгибающие моменты в бор-
товом элементе сильно зависят от его изгибной жестко-
сти. Они также весьма неодинаковы по длине: макси-
мальны в углах покрытия из-за рамности узла и более
интенсивного воздействия цепных усилий мембраны
и сравнительно невелики в середине пролета бортового
элемента. Устройство вутов в углах покрытия снижает
величину момента. Бортовой элемент, работая на вне-
центренное сжатие в плоскости покрытия, должен быть
проверен на устойчивость, но присоединенная к нему по
всей длине двухосно растянутая мембрана представляет
собой для него «упругое основание», так как растягива-
ющие мембрану усилия, параллельные бортовому эле-
менту, препятствуют его выгибу и это сопротивление
возрастает с увеличением нагрузок на покрытие. Эта со-
вместная работа бортового элемента и мембраны суще-
ственно увеличивает критическую силу потери
устойчивости бортового элемента и часто дает воз-
можность ограничиться только проверкой его прочно-
сти.
Расчет подобных покрытий должен учитывать нели-
нейность работы системы и податливость опорной конст-
рукции (см. статью Александрова А. В. и др.1). Его мож-
но вести на ЭВМ методом конечного элемента, пред-
ставляя мембрану совокупностью плоских треугольных
элементов, а обрамляющий элемент в виде стержневого
элемента, могущего работать на сжатие, растяжение
и изгиб в двух плоскостях. Расчет производится методом
последовательных нагружений, что позволяет учесть не-
линейность работы покрытия. Для покрытий квадратно-
го плана общий прогиб мембраны и работу опорной
конструкции удобно определять аналитическим методом
по готовым формулам, предложенным Л. И. Гольден-
б ер гом 2.
Прогиб мембраны в ее центре w0 от сплошной равно-
1 А. В. Александров, Н. Н. Шапошников, В. Б. Зылев. О совер-
шенствовании методов расчета висячих конструкций//Строительная
механика и расчет сооружений. — 1985, № 4.
2 Л. И. Гольденберг. Расчет на прочность и устойчивость квад-
ратного контура металлической мембраны с начальным прогибом//
Строительная механика и расчет сооружений. — 1987, № 4.
— 312 —
мерной нагрузки q определяется из уравнения
«£ + 3w>B+-2аг>оИ|2 = (,4-9>
где Ло=0,52+(7,04 + 11,5п+188й)/(3+15,6п+660л^); Е, w„ — модуль
упругости и начальный прогиб мембраны; п=ЕкА^1ЕЦ,к-=Е^1к1ЕаЧ—
относительные продольная и изгибная жесткости контура; Ак, JK,
Ек — площадь поперечного сечения, момент инерции и модуль упру-
гости опорного контура.
Продольная сжимающая сила в опорном сечении
контурного ребра
= [0,145 (w2/a) —0,7с —0,0525Д] Eot, (14.10)
где w2 = Wq + 2kwh; Ео^Е/(1— v2); v — коэффициент Пуассона;
tt)2 w2
С = 0,142---+ (0,61 + l,65n+ 10,8fe)-/Т;
a a
w2
A = (2,4 + 97,2fe)-/7’;
a
T = 5,3+ 12, In + 157fe + 212fen.
Продольная сила в четверти пролета ребра
Л^б—3,5Л/ОП. (14.11)
Продольная сила в середине ребра (максимальная)
Лгпр=^б + (С-/о)6/, (14.12)
где f0= (l+4,9n) (w2la)IT\ G — модуль сдвига материала мембраны.
Изгибающий момент в опорном сечении ребра
Моп = 9,71-IO-3да2 Е/ — Ме, (14.13)
где Me=l,25Nonb; b — ширина сечения контура.
Изгибающий момент в середине пролета ребра
Л4пр= 1,94-10-3 w2Et — ме. (14.14)
При наличии в углах контурной рамы вутов полу-
ченные выше значения моментов надо умножить на ко-
эффициент a= (aB/a)2, где ав — половина расстояния
между окончанием вутов.
Прогиб контурного ребра fK в горизонтальном направ-
лении
/к =/и—/е> (14.15)
Nc ba0
где /и = 2,2-10~4 ш2/(ай): fe = - ; Л7С = 2,5jVon;
л2Ек^к
a0=0,6a.
— 313 —
Проверку устойчивости контура в горизонтальной
плоскости рекомендуется проводить в соответствии
с действующим СНиПом как внецентренно сжатого эле-
мента с эксцентриситетом e=Mnp/N0 и коэффициентом
расчетной длины ц, где за Л4пр принят изгибающий мо-
мент в пролете, а за No принято Л/о = О,7 WMaKC, так как
продольная сила к опорам уменьшается. Коэффициент
приведения расчетной длины
|1 = (0,5л/а)К(Ек7к^кр), (14.16)
где
Л^кр = (— 0,0283ш2//к4-0,1256са//к+0,00942Да//к) Ео t+4n2 EKJK/a2.
Ряд других рекомендаций по расчету и конструировав
нию подобных покрытий изложен в Рекомендациях [20].
Перспективность применения подобных покрытий для
одноэтажных производственных зданий не вызывает со-
мнения. Она определяется их пригодностью для перекры-
тия наиболее распространенных производственных зда-
ний прямоугольного плана. Покрытие характеризуется
простотой конструкции, индустриальностью возведения,
эффективностью работы пролетной и опорной конструк-
ций и пригодностью для применения при реконструкции
зданий, а также для вновь строящихся объектов.
14.2.4. Седловидные мембраны. Третьей формой мем-
бранных покрытий являются седловидные покрытия
в виде гипаров. Поверхность гиперболического парабо-
лоида имеет отрицательную гауссову кривизну. Эти по-
крытия мало деформативны при действии неравновесных
нагрузок и не нуждаются в специальной стабилизирую-
щей конструкции.
Поверхность гипара (рис. 14.15) описывается уравне-
нием
? = /н(х/а)2-/с(^)г, (И.17)
где fH и fc — стрелы провеса главной несущей (направляющей) и
главной стабилизирующей (образующей) парабол, образуемых се-
чением поверхности плоскостями ZOX и ZOY; а и Ь — полуоси по-
крытия.
Поверхность гипара есть поверхность переноса, т. е.
она может быть образована скольжением образующей
параболы по направляющей параболе, причем обе эти
параболы должны быть разных направлений — выпуклой
и вогнутой. Известно, что парабола есть форма провиса-
ния гибкой нити, на которую действует равномерно рас-
- 314 —
Рис. 14.15. Гиперболический параболоид
1 — главная несущая (направляющая) парабола; 2— главная стабилизирую-
щая (образующая) парабола
пределенная нагрузка. Поверхность гипара как бы состо-
ит из отдельных одинаковых (имеющих равные отноше-
ния f/l2) параболических полосок, параллельных главным
осям поверхности, и равномерно распределенная по
поверхности нагрузка, параллельная оси OZ, будет дей-
ствовать на эти полоски как на отдельные нити, вы-
зывая в них одинаковые усилия. Таким образом, мембра-
на в форме гипара является системой, для которой рав-
номерно распределенная нагрузка будет равновесной и
в которой от этой нагрузки будут равные усилия в каж-
дом из направлений, параллельных главным осям
поверхности. Это свойство поверхности гипара чрезвы-
чайно удобно для металлических мембран, так как
позволяет принимать одинаковую толщину мембраны по
всему покрытию без излишних запасов прочности.
Но гипар — поверхность двоякой кривизны, и при
действии на такую мембрану вертикальной нагрузки
в ней появляются в одном наравлении усилия растяже-
ния, а в перпендикулярном направлении одновременно
возникают усилия сжатия. Эти усилия сжатия, казалось
бы, должны были вызывать потерю местной устойчиво-
сти тонкого листа мембраны. Однако, как показывают
эксперименты, благодаря тому, что наряду со сжатием
в ортогональном направлении лист растянут, а также
благодаря наличию поперечной распределенной по
— 315 —
поверхности нагрузки местная потеря устойчивости лис-
та на подавляющей части поверхности не проявляется.
Мелкое гофрирование в ряде случаев наблюдается толь-
ко в угловых зонах, что практически не оказывает влия-
ния на работу конструкции в целом [23].
При компоновке покрытия назначают стрелку прове-
са несущего направления поверхности fH/2 a — Vis-.-Vao;
стрела провеса выпуклого направления поверхности для
работы мембраны не имеет существенного значения и
выбирается в соответствии с заданными размерами по-
крытия. Весьма важную роль при компоновке покрытия
24,0
— 316 -
Рис. 14.16. Покрытие велотрека в Крылатском (Москва) [3] и [10]
/ — железобетонные опоры; 2—направляющие швеллеры; 3 — направляющие
полосы, / = 6 мм; / — металлические арки: средняя (а) и крайняя (б);
5 —мембрана, /=4 мм
играет опорная конструкция, так как для правильной
работы гипара опорная конструкция должна вписывать-
ся в поверхность. В настоящее время в качестве опорной
конструкции применяют пространственные кольца (круг-
лые или эллиптические в плане) или наклонные арки
параболического очертания. Преимуществом замкнутых
колец является локализация восприятия горизонтальных
составляющих цепных усилий мембраны в плоскости
покрытия, недостатком — сложность устройства прост-
ранственного кольца. К преимуществам наклонных арок
можно отнести простоту устройства плоских арок, а к не-
достаткам— необходимость восприятия их распора. Это
приводит к необходимости устройства больших фунда-
ментов под арками или затяжек, соединяющих опоры
арок между собой. Целесообразно, чтобы кольца и арки,
работающие на сжатие с изгибом, были выполнены из
железобетона и имели прямоугольное сечение; иногда,
при наличии особых условий их делают сварными цель-
нометаллическими коробчатого сечения. Мембраны в
форме гипара использованы для покрытия велотрека
в Крылатском (рис. 14.16). Покрытие из двух сочленен-
ных седловидных оболочек имеет в плане форму, близ-
кую к эллипсу с размерами в осях 168Х138 м. Пролетная
конструкция представляет собой стальную мембрану из
стали 10Г2С1 толщиной 4 мм, уложенную на направля-
— 317 —
ющие из стальных полос шириной 750 мм и толщиной
6 мм, подвешенных к аркам через 6,3 м. Полосы связаны
между собой гнутыми швеллерными прогонами, располо-
женными через 3 м один от другого. Регулированием
длины прогонов с помощью специальных натяжных уст-
ройств во время монтажа сетки из направляющих были
получены необходимая форма и небольшое предвари-
тельное натяжение, придавшее ей некоторую жесткость
для более удобного монтажа раскатываемых из рулонов
полос мембраны. Цепные усилия от мембраны восприни-
маются наклонными плоскими бесшарнирными арками
параболического очертания. Поверхность мембраны
образована скольжением провисающей по форме квад-
ратной параболы нити с отношением /2//= 1037 м (что
соответствует /// — Vie) по контурным аркам и близка по
форме к гиперболическому параболоиду. Опоры контур-
ных арок жестко защемлены в массивных железобетон-
ных пилонах. Опоры арок каждой оболочки соединены
затяжкой. Внутренние арки не имеют промежуточных
опор и соединены между собой фермами. Верхние пояса
ферм снабжены системой горизонтальных связей. Каж-
дая из наружных арок опирается на десять промежуточ-
ных опор.
Покрытие монтировали последовательно: сначала ар-
ки, затем навески и выверки натяжением сетки из на-
правляющих с последующей укладкой на нее и привар-
кой полос мембраны.
Размеры направляющих определялись их работой во
время монтажа как гибкой нити под действием нагрузки
от собственного веса, веса полосы мембраны и веса мон-
тажников с инструментами для сварки мембраны. При
этом учитывалось, что во время монтажа может быть
использована лишь часть расчетного сопротивления ма-
териала полосы, так как в дальнейшем полоса будет
работать в составе сечения мембраны. Исходя из этого
целесообразно для полос принимать материал большей
прочности, чем материал самой мембраны. Подобные
мембраны рассчитывают по упругой стадии работы ма-
териала в несколько этапов. Вначале производят при-
ближенный расчет мембраны по схеме сетки на действие
постоянной нагрузки и полного равномерного загруже-
ния покрытия временными нагрузками для первоначаль-
ного определения сечений мембраны и поддерживающих
ее арок. 4
— 318 —
Схема расчета мембраны не учитывает ее простран-
ственной работы и заключается в том, что мембрана
как бы представляет собой совокупность отдельных про-
висающих параллельных полос, не связанных друг с
другом и работающих под действием нагрузки как гиб-
кие нити. Расчет этих полос можно вести по формулам
(13.20, а), (13.21) и (13.26). Эта схема расчета не учиты-
вает работу на сжатие (вследствие потери местной
устойчивости) тонкой мембраны в направлении ее выпук-
лости, что приближенно соответствует действительной
работе мембраны, но она также не учитывает и сдвиго-
вых напряжений в мембране. Сдвиговые напряжения
существенно влияют на работу мембраны в ее прикон-
турных зонах, и их учет особенно полезен для расчета
арок, в которых они уменьшают изгибающие моменты
при действии на покрытие неравномерных нагрузок.
Усилия в опорных арках или кольце в приближенном
расчете определяют обычными методами строительной
механики на действие усилий, возникающих в мембране.
Для выявления максимальных осевых усилий в арках
и кольце обычно служит расчет покрытия на полное за*
гружение его пространственными нагрузками, а для вы-
явления максимальных моментов — загружение всего
покрытия постоянной нагрузкой и половины покрытия
временной нагрузкой. По полученным усилиям подбира-
ются сечения арок и кольца.
В уточняющих расчетах, выполняемых на ЭВМ, мем-
брана может быть заменена пространственной шарнир-
но-стержневой системой, работающей совместно с опор-
ными арками. Такой расчет, проводимый на действие
постоянной и нескольких вариантов временной нагрузки,
позволяет учесть сдвиговые усилия в мембране, геомет-
рическую нелинейность ее работы, восприятие мембра-
ной усилий сжатия и получить прогибы мембраны.
Анализ расчета покрытия велотрека показал, что
максимальные прогибы, полученные при расчете по схе-
ме сетки, в 1,35 раза больше, чем по мембранной схеме;
напряжения по оси симметрии мембраны, полученные по
схеме сетки и мембранной схеме, отличаются незначитель-
но, но по мере удаления от средней части мембраны эта
разница возрастает и становится весьма существенной
в приконтурных зонах; восприятие мембраной сдвига и
сжатия способствует уменьшению в опорных арках не
только изгибающих моментов, но и нормальной силы.
319 —•
a)
5)
Рис, 14.17. Шатровые мембраны
с — с наружным водостоком; б — с внутренним водостоком; в — покрытие га-
ража в Усть-Илимске; /—водосток; 2 — наружное желеэо’бетонное опорное
Кольцо; 3 — металлическое опорное кольцо; 4 — центральная железобетонная
опора покрытия; 5—металлическая мембрана; h-радиальные и кольцевые
направляющие элементы
14.2.5. Шатровые мембраны. К четвертой форме мем-
бранных покрытий относятся шатровые, круглые в пла-
не покрытия. Поверхность шатрового покрытия обычно
образуется вращением меридиональной параболы по
уравнению (13.11) вокруг вертикальной оси.
При компоновке покрытия возможны два варианта
решения. *
1. При желании иметь наружный водосток (рис.
14.17, а) параметры покрытия должны удовлетворять
- 320 -
уравнению (14.1) и подбираются таким образом, чтобы
периметральная часть мембраны имела уклон наружу.
Образовавшаяся поверхность получит отрицательную
гауссову кривизну и будет внутренне стабилизирована.
При этом все вертикальные нагрузки на покрытие будут
передаваться на среднюю опору, а высота помещения
под средней частью покрытия увеличится. Чтобы высоту
средней опоры не увеличивать чрезмерно, уменьшают
стрелу провеса меридиана мембраны, что ведет к увели-
чению усилий в ней.
2. При устройстве водостока из провисающей части
мембраны (рис. 14.17,6) можно снизить высоту средней
опоры и увеличить стрелу провеса меридиана мембраны.
Оба эти мероприятия уменьшат усилия в средней опоре
и в самой мембране, а также несколько нагрузят колон-
ны, расположенные по периметру покрытия, но одновре-
менно усложнят устройство водоотвода. В этом случае
поверхность покрытия будет иметь в средней части отри-
цательную, а в периметральной — положительную гаус-
сову кривизну, что может потребовать специальных
устройств по стабилизации покрытия.
Выбор того или иного варианта компоновки зависит
от конкретных условий объекта, но для больших покры-
тий, расположенных в районах с большой снеговой на-
грузкой, вариант 2 предпочтительнее. Учитывая выска-
занные выше соображения, стрелу провеса меридиана
мембраны можно рекомендовать равной 7го—V25 поло-
вины диаметра покрытия для варианта 1 и */15—V20 поло-
вины диаметра покрытия для варианта 2.
Устройство покрытия начинается с устройства сред-
ней опоры, которая обычно представляет собой либо тол-
стостенную железобетонную трубу большого диаметра,
либо куст железобетонных стоек, связанных между собой
обвязками. На верхнюю обвязку железобетонной опоры
укладывается металлическое кольцо, к которому при-
крепляется мембрана. Это кольцо, обычно двутаврового
или коробчатого сечения, работает на растяжение и на
изгиб в горизонтальной плоскости от неравномерных
загружений мембраны временной нагрузкой. Чтобы
уменьшить неравномерность работы мембраны от дей-
ствия неравномерных нагрузок, кольцо иногда ставят на
скользящие опоры, которые позволяют ему перемещать-
ся относительно центра железобетонной опоры и тем са-
мым несколько выравнивать работу мембраны, а также
21—799
— 321 -
уменьшать изгибающие моменты в самом кольце. Рабо-
та кольца локализует восприятие горизонтальных
составляющих усилий в мембране плоскостью самого
кольца. Помимо этого кольцо воспринимает и вертикаль-
ные составляющие усилий в мембране и передает их на
железобетонную опору. Размеры кольца, воспринимаю-
щего почти всю (или всю при компоновке по варианту 1)
нагрузку на покрытие, не могут быть маленькими, и его
диаметр принимается равным */15—V20 диаметра покры-
тия.
Наружное железобетонное кольцо покоится на колон-
нах и работает главным образом на сжатие от цепных
усилий в мембране. При компоновке покрытия по вари-
анту 1 эти усилия горизонтальны, а при компоновке по
варианту 2 — наклонны и имеют небольшую вертикаль-
ную составляющую. На эти усилия и работает наружное
кольцо.
После устройства опорных колец идет навеска ради-
альных и кольцевых направляющих элементов мембра-
ны. Радиальные элементы для удобства монтажа долж-
ны обладать известной вертикальной жесткостью и
быть изогнуты по кривой меридиана оболочки. Сечение
их принимают в виде тавра или двутавра с широкой
верхней полкой, на которой будут стыковаться лепестки
мембраны. Расстояние по периметру между радиальны-
ми элементами определяется шириной лепестка мембра-
ны и доходит до 12 м.
Кольцевые направляющие элементы обычно выполня-
ются из швеллеров, расположенных стенкой вдоль по-
верхности мембраны для удобства укладки на них лепе-
стков мембраны.
После образования сетки из направляющих ее по-
верхность выверяется и начинается раскатывание по ней
лепестков мембраны из рулонов с последующим их за-
креплением сваркой или высокопрочными болтами. При
устройстве мембраны могут возникнуть неудобства из-за
разной толщины мембраны по длине лепестка (вдоль ме-
ридиана). В этом случае каждый сектор мембраны при-
ходится делать по длине из нескольких рулонов с раз-
личной толщиной мембраны, а у среднего опорного
кольца толщина мембраны может даж«?> превышать воз-
можности ее рулонирования. Это повлияет на размеры
среднего кольца и заставит не делать его слишком ма-
леньким, что неудобно для внутреннего помещения.
***" 322 <"чв*
В виде шатровой мембраны запроектировано покры-
тие закрытой автостоянки в Усть-Илимске (рис. 14.17, в)
[24]. Круглое в плане здание диаметром 206 м перекры-
то висячей мембраной шатрового типа из листовой ста-
ли. Толщина мембраны на большей части покрытия
(около 90 % площади) составляет 6 мм, в средней части
толщина увеличивается и в месте примыкания мембра-
ны к среднему опорному кольцу доходит до 25 мм. Мем-
брана усилена системой радиальных и кольцевых ребер.
Радиальные ребра расположены с шагом 12 м по наруж-
ному кольцу и выполнены из элементов таврового сече-
ния, к которым снизу прикреплены напрягающие тросы.
Кольцевые ребра из гнутого швеллерного профиля уста-
новлены с шагом 5 м. Смонтированная радиально-коль-
цевая сетка предварительно напрягалась для обеспече-
ния жесткости системы на монтаже, и по ней раскатывали
свернутые в рулоны трапециевидные стальные свар-
ные полотнища, соединенные сваркой. Сварные швы
расположены на радиальных ребрах — направляющих.
Исходная геометрия мембраны принималась по кри-
вым провисания радиальных направляющих элементов
под действием их собственного веса и веса опирающего-
ся на этот радиальный элемент лепестка мембраны, дей-
ствующих до объединения отдельных секторов в сплош-
ную мембрану.
Внутреннее растянутое металлическое опорное коль-
цо— сварное, имеет двутавровый профиль и диаметр
18 м. Все вертикальные нагрузки на покрытие передают-
ся через это кольцо на центральную опору, которая со-
стоит из 12 железобетонных стоек, объединенных ригеля-
ми на двух уровнях. Металлическое кольцо установлено
на центральную опору через прокладку из низкофрикци-
онного материала нафтлен, что обеспечивает его свобод-
ное горизонтальное перемещение при односторонних
нагрузках.
Наружное железобетонное кольцо диаметром 209 м,
шириной 10 м и высотой 0,4 м опирается на П-образные
железобетонные рамы. Сборно-монолитный опорный
контур совмещен с покрытием кольцевой технологичес-
кой пристройки.
Шатровые мембраны также рассчитывают по упру-
гой стадии работы материала и в несколько этапов.
Первоначальный приближенный расчет шатровой
мембраны на действие равномерно распределенной по
21* — 323 —
ЧУ
Рис. 14.18. Расчетная схема шатровой оболочки
1 — касательная; 2 — нормаль
горизонтальной проекции покрытия нагрузки можно ве-
сти по безмоментной линейной теории оболочек. Поверх-
ность мембраны
г 8/ Г / х \21 Г / и \а1'|
z = (x2 + y2)V2tg{J + ^Ml- — P-И (14.18)
OU I \ U / J ц ж ^* / J /
образуется вращением параболы, описываемой уравнени-
ем (13.11), вокруг оси oz (рис. 14.18). Угол ф касательной
— 324 -»
к меридиану поверхности с горизонтом, а также между
главной нормалью к поверхности и осью oz определяется
формулами:
„ 8/ Г / х \21
tgq>=z = tgp-f-—- 1 — 3 — ;
O# / J
tg Ф .. 1
sin ф — — -; cos Ф — — ~ .
V1 + tg2 ф К1 + tg2 Ф
Радиус кривизны меридиана
/?! = [! + (г'2)]3'2/?" = {[1 + (г')2]/г") V1 + (г'К
где г"=—(16f/a3)x (знак «минус» показывает, что кривая выпук-
лая в принятой системе координат).
Сопряженный с ним радиус кольцевых сечений по-
верхности
/?2 = х sin <р.
Граница раздела оболочки на две части — внутрен-
нюю, передающую свою нагрузку на центральную опору,
и наружную периметральную, передающую свою нагруз-
ку на нижнее кольцо и колонны, расположенные по пери-
метру покрытия,— может быть определена из условия
tg?= tg₽ + (8//3a)[l-3(x/a)2] = 0.
Из этого уравнения получаем
X = г = (а/2) К4/3 + a tg 0/(2/). (14.19)
Дальше рассматриваем отдельно внутреннюю и на-
ружную части мембраны.
Внутренняя часть мембраны при хв<г имеет отрица-
тельную гауссову кривизну. Нагрузка с площади coi
(см. рис. 14.18) передается на центральную опору с по-
мощью меридиональных усилий
2лхв sin ф = GB = qn (г1 — х^),
откуда
v _ ?(г2~хв) . (14.20)
. 1 2хв$тф
Воспользовавшись уравнением Лапласа (14.4), опреде-
ляем кольцевые усилия в мембране
^2 = (р-^//?1)/?2, (14.21)
где составляющая нагрузка, действующая нормально к поверхности,
p—q cos ф
— 325 —
Наружная часть мембраны при г<хп<а имеет положи-
тельную гауссову кривизну и более деформативна, чем
верхняя. Теперь нагрузка с площадки <в2 (см. рис. 14.18)
передается уже на наружное кольцо с помощью мери-
диональных усилий
2лхн sin <р = GH = qn (х2 — г2),
откуда
Nl = (l К-г2)/(2хн81Пф). (14.22)
Значения нормальной составляющей нагрузки р и
кольцевых усилий N? можно определять по формулам
для внутренней части мембраны.
Применение методики расчета покажем на примере.
Пример. Определить усилия в металлической шатровой мем-
бране, показанной на рис. 14.18, имеющей уравнение поверхности
(14.18) и следующие параметры: радиус о=100 м; й=22 м; /=4 м,
верхнее опорное кольцо диаметром 18 м. Расчетная нагрузка интен-
сивностью 9 = 3,2 кН/м2 равномерно распределена по горизонтальной
проекции поверхности покрытия.
По формуле (14.1) проверяем возможность устройства наруж-
ного водостока: ft/Z=22/100=0,22> (16/3) (f//) = 16/3X4/100=0,213,
т. е. условие выполняется. Определяем усилия в оболочке у верхнего
опорного кольца при х=9 м: z' =tg ф=0,324075; sin ф=0,308290;
cos ф=0,951293; z"=0,000576; Ri = 2016,672 м; #2=29,193 м; /? =
= 3,044 кН/м2.
По формуле (14.20) определяем меридиональное усилие Ni =
= 5719,866 кН/м, по формуле (14.21)—кольцевое усилие М>=
= 6,064 кН/м. Ищем усилия в середине оболочки при х=50 м: tgq> =
= 0,246666; sin ф=0,239488; cos ф=0,970899; 0,003200; #1 =
= 341,45 м; #2=208,778 м; р=3,104 кН/м2; #, = 1002,138 кН/м; М2=
=35,294 кН/м.
Ищем усилия у наружного края оболочки при х=90 м: tgф =
= 0,067467; sin ф=0,067314; cos ф=0,997732; z"=—0,005760; #1 =
= 174,798 м; #2= 1337,017 м; р=3,2 кН/м2; A7i=501,794 кН/м; М2=
= 440,269 кН/м.
Рассмотрение результатов расчета показывает, что усилия очень
неравномерно распределены по поверхности мембраны, поэтому при-
ходится делать ее различной толщины в разных частях, что неудобно
в производстве, а верхнюю часть мембраны из-за больших толщин
нельзя рулонировать. Для того же покрытия увеличиваем стрелу
провеса f мембраны, принимая ее равной 6 м, и делаем внутренний
водосток в нижней части мембраны, расположенный на расстоянии г
от центра покрытия. Значение г определяем по формуле (14.19): г—
= (а/2) / 4/3-J-a tg p/f=88,975 м.
Определяем усилия во внутренней части мембраны у внутреннего
опорного кольца при х=9 м: 1фф=0,380; зшф=0,355; созф=0,935;
z"=0,000864; Rt = 1416,945 м; #2=25,336 м; р = 2,991 кН/м2.
Меридиональное усилие вычисляем по формуле (14.20): Mj =
= 3921,555 кН/м, а кольцевое усилие—-по формуле (14.21): М2=
= 5,667 кН/м.
— 326 —
I
Определяем усилия в наружной части мембраны при х=95 м:
tg <р=—0,0532; sin <р =—0,053125; cos<p=0,998; z"=0,009120; Rt =
= 110,114 м; /?2=—1788,235 м; р = 3,195 кН/м2.
Меридиональное усилие определяем по формуле (14.22): Л^ =
= 351,372 кН/м, а кольцевое усилие — по формуле (14.21): М2=
= 16,123 кН/м.
Сравнение приведенных расчетов показывает, что в
покрытии с внутренним водостоком усилия в мембране
распределены более равномерно.
По полученным усилиям подбирают сечения мембра-
ны и ее колец и производят уточняющий расчет на дей-
ствие постоянной и нескольких вариантов временной на-
грузки с учетом геометрической нелинейности работы
мембраны. Уточняющий расчет можно выполнить чис-
ленными методами на ЭВМ, аппроксимируя мембрану
пространственной шарнирно-стержневой системой.
14.2.6. Конструктивные решения. В однопоясных ви-
сячих покрытиях с железобетонными плитами и мембра-
нами наибольший интерес представляют узлы примыка-
ния несущей конструкции к среднему кольцу в круглых
покрытиях, узлы сопряжения железобетонных плит с не-
сущими тросами и узлы примыкания пролетной несущей
конструкции к внешней опорной конструкции. Некоторые
из применявшихся решений этих узлов показаны в при-
веденных выше рисунках. Два из них представлены на
рис. 14.19 и 14.20. Желающие более подробно ознако-
миться с конструктивными решениями различных типов
висячих покрытий могут найти их в книгах Н. М. Кирса-
нова [9—11] и других источниках, помещенных в списке
литературы.
ГЛАВА 15. ПОКРЫТИЯ
РАСТЯНУТЫМИ ИЗГИБНО-ЖЕСТКИМИ
ЭЛЕМЕНТАМИ
Растянутыми изгибно-жесткими элементами будем
называть прямолинейные или провисающие элементы,
закрепленные по краям от перемещений и способные вос-
принимать растягивающие усилия и изгибающие момен-
ты. Они подобны опрокинутым аркам, но работают на
растяжение с изгибом. Изгибно-жесткие элементы выпол-
няются в виде изогнутых ферм или двутавров — сварных
или прокатных из малоуглеродистой или низколегиро-
ванной стали.
— 329 —
Покрытие обычно состоит из системы параллельно
или радиально (при круглом плане покрытия) располо-
женных элементов, на которые укладывается легкий щи-
товой настил (чаще всего профилированный стальной),
не включаемый в работу основной несущей конструкции.
К преимуществам подобных покрытий следует отнес-
ти: а) простоту конструктивной формы и индустриаль-
ность изготовления основных несущих элементов; в) при-
менение обычных конструктивных (недефицитных) ста-
лей; в) отсутствие осложняющего строительство
процесса предварительного напряжения; г) возможность
получения необходимой жесткости покрытия при малой
постоянной и большой временной нагрузках.
Однако эти покрытия имеют и недостатки: а) они бо-
лее металлоемки, чем мембраны, так как обычно не ис-
пользуют настил в работе основной несущей конструкции
(есть предложение В. К- Чаадаева1 об использовании
настила в составе несущих элементов покрытия) и более
металлоемки, чем тросовые системы, так как выполня-
ются из материалов значительно менее прочных (но и ме-
нее дорогих), чем стальные канаты и тросы; б) они не
используют пространственность работы покрытия (как
мембраны), так как являются системами дискретными,
и слабо помогают в работе опорной конструкции при не-
равновесных нагружениях, особенно в круглых покры-
тиях.
Их применение наиболее целесообразно для покры-
тий, имеющих малую постоянную и большую временную
нагрузки, а также в случае повышенных требований к
жесткости покрытия.
15.1. ПРИМЕРЫ ПОКРЫТИЙ
В качестве примера покрытия растянутыми изгибно-
жесткими элементами можно привести покрытие Двор-
ца спорта в Вильнюсе (рис. 15.1). В этом покрытии из-
гибно-жесткие элементы расположены параллельно друг
другу с шагом 3 м и шарнирно закреплены по концам в
железобетонной конструкции трибун с одной стороны и в
железобетонной конструкции пристройки с другой; по
ним уложено легкое щитовое покрытие.
1 Чаадаев В. К. Висячее покрытие по жестким вантам из полно-
сборных элементов//Промышленное строительство.— 1981, № 10.
— 330 —
60
Рис. 15.1. Покрытие
Дворца спорта в Виль-
нюсе [10]
1 — пояса фермы жесткости;
2 — раскосы; 3 — трос, под-
крепляющий ферму жестко-
сти
Сами элементы состоят из изогнутых ферм высотой
2,3 м, пояса которых выполнены из уголков, а решет-
ка — из труб. К нижнему поясу ферм дополнительно при-
соединен трос диаметром 63 мм, который был использо-
ван при монтаже ферм и в последующем принимает
участие в работе готового изгибно-жесткого растянутого
элемента. Монтаж покрытия осуществлялся навеской
тросов на железобетонные опорные конструкции, уклад-
кой на два смежных троса блоков из кусков двух спарен-
ных ферм размером 9x3 м, укладкой настила на верх-
ние пояса ферм, последовательным скреплением поясов
ферм двух соседних блоков в единую провисающую фер-
му и скреплением ее с тросом. Принятый метод обеспе-
чивал монтаж покрытия без подмостей, легкое выполне-
ние геометрии покрытия с провисанием ферм по квад-
ратной параболе (являющейся веревочной кривой
провеса от постоянной нагрузки), восприятие всей посто-
— 331 —
Рис. 15.2. Покрытие Олимпийского плавательного бассейна на прос-
пекте Мира (Москва) [3] и [10]
/ — щиты настила; 2 — опорные железобетонные арки; 3 — висячие фермы;
4 — железобетонные опоры арок
янной нагрузки только тросом, работающим на растяже-
ние, и работу фермы только на временные нагрузки, глав-
ным образом неравновесные. Такое распределение
работы изгибно-жесткого элемента — высокопрочного
троса — на постоянную нагрузку и фермы с тросом на вре-
менную неравновесную нагрузку для придания необходи-
мой жесткости покрытию весьма целесообразно и долж-
но обеспечивать наименьший расход металла на покры-
тие растянутыми изгибно-жесткими элементами.
Вертикальные и горизонтальные связи в покрытии
связывают между собой середины ферм и препятствуют
клавишному эффекту — резкому прогибу и горизонталь-
ному смещению сечений одиночной фермы, нагруженной
местной нагрузкой. Эти связи придают некоторую прост-
ранственную жесткость всему покрытию при действии
неравномерных нагрузок, что благоприятно влияет на ра-
боту всего покрытия.
Покрытие Олимпийского плавательного бассейна в
Москве выполнено из изгибно-жестких элементов (рис.
15.2). Овальное в плане здание размером 126X104 м пе-
рекрыто изогнутыми по квадратной параболе фермами,
расположенными параллельно с шагом 4,5 м и шарнирно
— 332 —
Рис, 15.3. Покрытие пла-
вательного бассейна в
Харькове [24]
/ — продольные ребра; 2—
поперечные ребра (гнутые
профили); 3 — алюминиевая
мембрана, /—1,5 мм
закрепленными в наклонных железобетонных арках, вы-
полненных в металлической опалубке. По фермам уло-
жены щиты профилированного стального настила с утеп-
лителем и гидроизоляцией. Сами фермы имеют стрелу
провеса f = 18«Vi6 пролета и высоту сечения 2,5 м. Верх-
ний и нижний пояса выполнены из швеллеров из стали
10Г2С1, а решетка — из уголков из стали СтЗ. Покрытие
имеет систему горизонтальных и вертикальных связей,
которые препятствуют свободному горизонтальному и
И вертикальному смещению неравномерно загруженной
фермы и тем самым уменьшают ее кинематические пере-
мещения — придают некоторую пространственность ра-
боте покрытия и перераспределяют неравномерную сне-
говую нагрузку между фермами.
Во время монтажа ферм узлы нижнего пояса были не
замкнуты, и верхний пояс, работая как гибкая нить, про-
виснув по квадратной параболе, воспринял всю постоян-
ную нагрузку. Только после нагружения ферм всей по-
стоянной нагрузкой были замкнуты их нижние пояса и
фермы стали работать как изгибно-жесткие элементы.
Данный метод монтажа был обоснован тем, что за-
Гружение покрытия постоянной нагрузкой вызывает зна-
чительные горизонтальные деформации опорных арок,
Т. е. сближение опор изгибно-жестких элементов. Это,
в свою очередь, вызвало бы значительные изгибающие
моменты в фермах от постоянной нагрузки, что нежела-
тельно.
Покрытие плавательного бассейна в Харькове (рис.
15.3) размером 30X63 м выполнено из трехшарнирных
— 333 -
спаренных изогнутых сварных двутавров высотой 700 мм,
изготовленных из стали 14Г2, расположенных параллель-
но друг другу с шагом 6 м и шарнирно прикрепленных
к наклонным пилонам. По этим изгибно-жестким элемен-
там в направлении короткой стороны покрытия уложены
прогоны из тонкостенных гнутых прогонов с шагом 3 м,
а по прогонам уложена мембрана из алюминиевого спла-
ва АМг-2п толщиной / = 1,5 мм. Вследствие малой тол-
щины и малого модуля упругости алюминиевой мембра-
ны главную несущую и стабилизирующую роль выпол-
няют гнутые стальные двутавры.
15.2. КОМПОНОВКА ПОКРЫТИЙ
Рассмотрение приведенных примеров показывает,
что компоновка покрытий растянутыми изгибно-жестки-
ми элементами заключается в равномерном параллель-
ном или радиальном (при круглом плане покрытия) их
размещении по покрытию на расстоянии 3—4,5 м один
от другого в зависимости от несущей способности насти-
ла. Элементы покрытия целесообразно связать одной
или несколькими системами горизонтальных и верти-
кальных связей, что придает покрытию некоторую прост-
ранственную жесткость.
Элементы должны иметь двух- или трехшарнирную
схему, кривую провеса, соответствующую веревочной
кривой от постоянной нагрузки [см. формулы (13.9) —
(13.11)}, и стрелу провеса, равную Ve— Vis пролета.
Трехшарнирная схема делает их нечувствительными к
деформациям опор. Сечение элемента может быть сквоз-
ным в виде фермы высотой около !/зб—V45 ее пролета
или сплошным в виде гнутого двутавра 'высотой около
’До—Vso пролета. Высота сечения зависит от соотноше-
ния постоянной и временной нагрузок и требований к
жесткости покрытия.
При выборе элемента сквозного сечения весьма целе-
сообразно принять конструктивное решение и метод мон-
тажа, позволяющий передать всю постоянную нагрузку
на один из поясов фермы (с тросом или без него), рабо-
тающий в это время как гибкая нить на чистое растяже-
ние с последующим превращением фермы в изгибно-
жесткий растянутый элемент путем замыкания узлов.
- 334 —
15.3. РАБОТА РАСТЯНУТЫХ
ИЗГИБНО-ЖЕСТКИХ ЭЛЕМЕНТОВ
По статической схеме элементы покрытия являются
изгибно-жесткими нитями, и их работа может протекать
по двум вариантам.
1. Первоначально прямолинейная часть устанавлива-
ется на место своей будущей работы и при этом проги-
бается от действия собственного веса по веревочной кри-
вой, соответствующей нагрузке. Прогибы такой нити до-
стигают значительных размеров, и в это время в нити
возникают изгибающие ее моменты и осевые растягиваю-
щие усилия, которые при дальнейшем приложении на-
грузки будут увеличиваться так же, как и прогибы. Урав-
нение равновесия такой нити имеет вид
dxi dx2.
где w — прогиб нити.
В таких нитях изгибающие моменты достигают боль-
ших значений, так как даже постоянная нагрузка вызы-
вает изгиб этих нитей. По первому варианту обычно ра-
ботают изгибно-жесткие нити в провисающих трубопро-
водах.
2. Элементам висячих покрытий в процессе изготовле-
ния на заводе придается изогнутая форма, и они уста-
навливаются на место своей будущей работы уже в изо-
гнутом состоянии. При этом форма их изгиба должна
соответствовать веревочной кривой от постоянной нагруз-
ки. Постоянная нагрузка, приложенная к такой нити, вы-
зывает ее растяжение и сравнительно небольшой прогиб,
определяемый удлинением нити. Этот прогиб в свою оче-
редь вызывает появление небольших изгибающих нить
моментов. Уравнение равновесия такой нити имеет вид
di w cP (ип + ау)
где уо — ордината начального провеса нити; w— прогиб нити от до-
полнительной нагрузки.
Разница в прогибах изгибно-жестких нитей от посто-
янной нагрузки в вариантах 1 и 2 определяет разницу
в их работе и в значениях изгибающих моментов.
При монтаже висячих покрытий, в которых в качест-
ве изгибно-жестких нитей применены висячие фермы,
иногда используют монтажный прием — замыкание уз-
— 335 —
лов фермы после передачи на нее всей постоянной на-
грузки. В этом случае один из поясов фермы, работая
как гибкая нить (без моментов), воспринимает всю по-
стоянную нагрузку, а изгибающие нить моменты будут
появляться только от временной нагрузки после замыка-
ния всех узлов фермы. Этот прием уменьшения изгибаю-
щих нить моментов при обеспечении ею необходимой
стабилизации покрытия является оптимальным с точки
зрения нити, но он связан с некоторым усложнением
монтажных работ.
Сопоставление уравнения (15.2) с уравнением (13.7)
для гибкой нити показывает, что они отличаются членом
EJ(d^wldx*), зависящим от изгибной жесткости и про-
гиба нити и определяющим изгибающий момент в ней.
Критерием влияния изгибной жесткости на работу ни-
ти может служить параметр U= (Z/2) HJEJ. Для ни-
тей, имеющих начальный изгиб при действии односто-
ронней нагрузки, влиянием изгибной жесткости для оп-
ределения распора можно пренебречь при (7>12. При
равновесных или близких к ним нагружениях эта вели-
чина значительно уменьшается. Как было сказано ранее,
прогиб нити состоит из ее упругой деформации и кине-
матических перемещений, вызванных действием нерав-
новесной нагрузки. Отсюда можно сделать вывод, что
равновесные нагрузки, вызывающие только упругие де-
формации нити, будут вызывать и малый изгибающий
момент в ней, и, наоборот, неравновесные нагрузки, вызы-
вающие кинематические перемещения, будут сильно
увеличивать местные прогибы нити и, следовательно, из-
гибающие моменты в ней. Таким образом, для изгибно-
жестких нитей, как и для гибких нитей, тоже очень важ-
но выбирать кривую провеса по веревочной кривой от
действия постоянной нагрузки, так как такой выбор силь-
но уменьшает изгибающие моменты в нити и лучше ста-
билизирует ее.
При действии равномерно распределенной по проле-
ту постоянной и распределенной на половине пролета
временной нагрузок обеспечить допустимый прогиб мож-
но при условии
I > li ( Pfo 9 3
> 640Efa \ 4 [w] g Р)’
где [w] — допустимый прогиб.
Для работы изгибно-жестких нитей большое значе-
•— 336
ние имеет податливость опор. В отличие от гибких нитей
деформация опор под нагрузкой существенно меняет на-
пряженное состояние изгибно-жестких нитей, сильно уве-
личивая расчетный изгибающий момент в них.
Деформативность опор должна определяться при
этом с учетом работы всего покрытия. Так, при проверке
покрытия, показанного на рис. 15.2, на загружение поло-
вины площади покрытия снегом арка будет иметь S-об-
разный прогиб и, следовательно, для каждой нити будет
свое значение деформации опор, а следовательно, и своя
податливость. В этом случае податливость опор для каж-
дой нити следует определять исходя из деформации ар-
ки от воздействия распоров, которые возникают в нитях
от единичной нагрузки на покрытие, подобной по распре-
делению расчетной, в предположении неподвижных опор
у нитей.
15.4. РАСЧЕТ ИЗГИБНО-ЖЕСТКИХ НИТЕЙ
Расчеты изгибно-жестких нитей даны в работах [5,
17, 25] и др. Их удобно проводить по методике, разрабо-
танной А. Л. Телояном *.
Принимая за исходное дифференциальное уравнение
равновесия (15.2) и замечая, что изгибная жесткость ма-
ло влияет на характер перемещений, автор аппроксими-
рует прогиб нити выражением w=a(MIH—у0), где 0<
<а<1 — безразмерный коэффициент влияния изгибной
жесткости на прогиб, и, применяя метод начальных па-
раметров, приводит уравнения, позволяющие определять
усилия и деформации нити от произвольной вертикаль-
ной нагрузки с учетом деформации опор и изменения
температуры.
При действии равновесных временных нагрузок на
нить (рис. 15.4) прогиб ее можно определить из кубиче-
ского уравнения
Ап ®ЧБпи^Впш~ Гп = 0 (15.3)
л kA ' kA ,
где Ап — ; Бп — а2 /0;
mJ mJ
as mJ EJf0
Г —n
Гп-а, EJ ,
1 Телоян А. Л., Ведеников Г. С. Нелинейный метод расчета изгиб-
но-жестких вант//Строительная механика и расчет сооружений —
1977, № 6.
22—799
— 337 —
Рис. 15.4. Расчетная схе-
ма изгибно-жесткой нити
y^w
Таблица 15.1. Значения а; для двух типов покрытий
коэффициент, учитывающий
01, «2, «з, 04 — постоянные коэффициенты, определяемые по табл,
15.1;
, COS3 R
л ЕА ( ptl
! ± — v + V2 + -----------
ml \ Н — Но
„цеформативность опор и изменение температуры (знак плюс в зна-
менателе соответствует смещению опор внутрь пролета и повышению
температуры); Vi и v2 — упругая податливость опор 1 и 2 от Д//=1;
ptl — температурная деформация нити; /п= 1-f-<U1//-4-tg2P — коэффи-
циент длины нити; <Di=J(^J )2dx— определяют по трбл. 15.2; Е, А,
о
7 — общепринятые характеристики сечения нити; g и р — начальная
и дополнительная нагрузки; fo — начальный провес нити в сечении
х=//2, на которую действует начальная нагрузка g, не вызывающая
изгибающего момента в нити (начальная нагрузка была приложена
к нити, когда она была еще гибкой); w — прогиб нити от дополни-
тельной нагрузки в том же сечении.
При желании определить только прогиб или распор
нити членом Anw3 уравнения (15.3) часто можно прене-
бречь, и тогда решение оставшегося квадратного уравне-
ния дает
’“(-«„+ /«»+«»dw-
(15.4)
— 338 —
Получающаяся при этом ошибка обычно не превышает
доли процента.
Для приближенного определения прогиба можно пре-
небречь и квадратным членом уравнения (15.3). В ре-
зультате получим линейную формулу для определения
прогиба
w = rn/Bn, (15.5)
которая дает возможность легко выявить влияние осад-
ки опор и при EJ = g = $=Q и k= \ совпадает с прибли-
женной формулой для определения прогиба гибкой ни-
ти (13.27а).
Полный распор нити от действия начальной и допол-
нительной нагрузок
kEA
H^a.—-(2fQ + w)w + HQ, (15.6)
ml2
где а5 — определяют по табл. 15.1; Но— распор гибкой нити, имею-
щей стрелу провеса от начальной нагрузки f0.
Изгибающий момент в нити можно определить по
формуле
М = М5ап — Н[, (15.7)
где Л4бал — балочный момент в рассматриваемом сечении нити от
действия начальной и дополнительной нагрузок; Н — распор нити,
определенный по формуле (156); — полный провес нити.
При определении изгибающего момента прогиб нити
необходимо определять с возможно большей точностью
по формулам (15.3) и (15.6), так как в формуле (15.7)
величины определяются как небольшая разность двух
больших величин.
Применение этой методики проиллюстрируем на при-
мере.
Пример 15.1. Рассмотрим нить, описанную в примере гл. 13.
После начального загружения ее постоянной нагрузкой во время
монтажа узлы нижнего пояса этой нити — фермы — закрепили
и превратили в изгибно-жесткую нить, которая будет воспринимать
в дальнейшем дополнительную временную равномерно распределен-
ную по пролету (равновесную) нагрузку р=5,4 кН/м.
Изгибно-жесткая нить имеет следующие начальные параметры:
/7О=578 кН; прогиб в сечении х=1/2 от постоянной нагрузки w —
= 0,426 м; сближение опор нити от постоянной нагрузки A=v//0=
=0,364 м; пролет 1=10—Д = 103,636 м; стрела провеса fo=/o+®=
= 18,426 м; £=2,1-Ю8 кН/м2; А = 0,0085 м2; 7=0,0106 м4; v=
= 0,00063 м/кН; §=7,875 кН/м; р = 5,40 кН/м.
Прогиб нити вычисляем по уравнению (15.3), для чего предвари-
тельно определяем коэффициенты уравнения: т=1,16; 6 = 0,096885;
Ап = 0,017859; £„=0,987221; В„ = 13,403836; Гп= 3,498010.
22*
— 339 -
go
Таблица 15.2. Формулы для определения характеристик D, Di, Ci, С2, Фь Ф2
Схема нагрузки Характеристика
нагрузок смешанная начального очертания
D 1 Di ct c* Уо | Ф1 | Ф*
CZ—2 См. табл. 13.1 difl +2ztVi + + 40(g-g3)2v2] o Л - rivt \ в-t 1 I [“ “ 1 \ 2 / ^1(1 + ZjVi) 4/o£X Х(1 - E) W2o 31 15
у -Г т р [тттчнптпцд^ di (1 + 2z2 v -f- z3 v2) Л , r2v\ 61V+ 2 ) Ml 4-z2v)
dt (1 4- 2z4 v 4- z5 v2) Ml +c4v) &(1 +z4 v)
* '.О
ТОТ о
, а &
X
4М
-—7" *
|ТТП птггпу
a . 5 Г
4
с—U_Ур
^^^19
341
^2^ +Z5V2+2z4V2) M 1 — <4 V2) 1 — z4) v2
d3(1+4Vl + 27VD /. f5Vl \ 4I+ 2 J Ml + ?e Vi)
d3(l 4-2z8 v + 2г9 v2) es (1 -F r7 v) Ml +?8 V) 8 T/o Х(1-Г) 256/^ 512//g 945
d4(! +2Z9V2-2Z8V2) £4(1 — r7 va) fe4(l — z8 v2) 45/
Подставляя коэффициенты в уравнение (15.3), получаем w—
=0,256138 м«25,6 см.
По формуле (15,6) определяем распор /7=929,86624 кН, а по
формуле (15.7) —изгибающий момент М = 575,9 кН-м.
В результате расчета получаем: полный распор в нити Н=
=930 кН; изгибающий момент Л4=576 кН-м; монтажный прогиб ни-
ти №=0,426 м; эксплуатационный прогиб нити №=0,256 м.
Сближение опор от постоянной нагрузки Д# = 0,364 м, от времен-
ной нагрузки Др = 0,221 м.
При действии неравновесных нагрузок (произвольная
вертикальная нагрузка) определение усилий и прогибов
нити осложняется. А. Л. Телоян, пользуясь описанной
выше методикой, предлагает провести расчет с помощью
совместного решения двух уравнений:
kEA
H = —-a(aS1 + S3) + H(i-, (15.8)
2ml
1
а —---------------- , (15.9)
1 + (EJ///)(S1/S2)’ 1 ;
где Si^D/Hi~2Cl/H+<Pl; S2=Dl/H2-2C2/H+^2; S3=C1//7-O1.
Значения
i i
D = [ Q2 dx-, Dj = f Л42 dx;
о 0
I I
C1 = f ЯУй dx; C2 = J Mya dx;
b о
I , l
Ф1 = J (l/o)2 dx; ф2 = f Уо dx
о b
следует определять по табл. 15.2; остальные обозначе-
ния приведены ранее.
Совместное решение уравнений (15.8) и (15.9) удоб-
но вести итерационным или графоаналитическим спосо-
бом (см. пример 15.2).
Зная значения Н и а, легко получить прогиб нити
№(*) = а[М6ялх/Н — у0(х)], (15.10)
где ТИбал(х)—балочный момент от полной нагрузки в сечении х;
Уо(х) —ордината начального провеса нити в сечении х.
Изгибающий нить момент
М(х) — M6a3l(x)-H[y0(x)-]-w(x)]. (15.11)
Применение данной методики расчета проиллюстри-
руем на примере.
Пример 15.2. Рассмотренную в примере 15.1 нить, безмомент-
но (как гибкая нить) нагруженную постоянной нагрузкой g~
— 342 —
343
Рис. 15.5. Графоаналити-
ческое решение уравне-
ний (15.8) и (15.9)
= 7,875 кН/м, нагрузим временной нагрузкой р=5,40 кН/м, располо-
женной на половине пролета. Остальные параметры нити берем из
примера 15.1. Прогиб и момент в нити определяем в 1/4 пролета, где
они должны быть максимальны.
Определяем распор из совместного решения уравнений (15.8)
и (15.9). Предварительно, пользуясь табл. 15.2, находим характери-
стики £>=10653688, где g = 0,5; y=p/g=0,685714; £>1 = 11384444000;
Ci = 13509,941; С2=14612351; Ф1 = 17,411151; Ф2= 18831,902.
Задаем величину распора H=12Q кН, определяем коэффициенты
51, 52, 53 и по формулам (15.9) и (15.8) вычисляем а и Н. Получаем
5[ = 0,434632; 52=202,770; 53=1,352655; а=0,131115; //=132,17+
+578 = 710,17 кН.
Полученное значение распора почти совпадает с заданным; мож-
но считать, что истинное значение //«718 кН.
Заданное для проверочного расчета значение //=720 кН было
ранее получено графоаналитическим методом (рис. 15.5). Первона-
чально было задано =700 кН и в результате расчета, аналогич-
но вышеприведенному, было получено //"ОЛ = 792 кН (точка / на
графике). Затем было задано //2ЭД = 750 кН и получено //2°л=
= 600 кН (точка 2 на графике)..Пересечение линии, проходящей че-
рез точки / и 2, с биссектрисой угла между осями координат дает
истинное значение Н, так как заданное и полученное значения долж-
ны совпадать.
Графоаналитическое определение значения распора Н можно за-
менить аналитическим по формуле пересечения двух прямых (пря-
мой 1—2 и биссектрисы угла), показанных на рис. 15.5:
2упол (^зад/узаД) Нзая ^Нтл/7П0Л)
(Hfa - //|ЭД) - (//™л - //дол)
Прогиб нити в сечении х=1/4 определяем по формуле (15.10):
w (х) = а [Л/бал (х)!Н — у0 (х)] = 0,312584 м,
где
А4бал(х) = (/2/32)(3§+2р)= 11635,65 кН-м;
йИ = 4^(1-|)= 13,819 м.
Изгибающий момент определяем по формуле (15.11):
М (х) = /Ибал (х) — Н [у0 (*) + w (х)] = 1488,22 кН-м.
— 344 —
Рис. 15.6. Узлы изгибно-жесткой ванты-фермы, подкрепленной тро-
сом
Рассмотрение результатов показывает, что прогиб и
изгибающий момент получились больше, чем при загру-
жении всего пролета временной нагрузкой р. Для неко-
торых типов загружений можно воспользоваться прос-
тым полулинейным методом расчета, разработанным
А. Л. Телояном h
15.5. КОНСТРУКТИВНЫЕ РЕШЕНИЯ
В конструктивном отношении изгибно-жесткие эле-
менты обычно выполняют в виде гнутых двутавров или
изогнутых ферм с традиционными узлами, нижние пояса
которых иногда замыкают на монтаже. Интересно реше-
ны примененная в Вильнюсе изгибно-жесткая ферма,
у которой нижний пояс подкреплен тросом (рис. 15.6),
а также висячее покрытие из полносборных элементов,
предложенное В. К. Чаадаевым 1 2.
1 Ведеников Г. С., Телоян А. Л. Практический метод расчета
жестких вант на неравновесные нагрузки//Изв. вузов. Сер.: Стр-во
и архитектура. — 1977, № 9.
2 Чаадаев В. К. Висячее покрытие по жестким вантам из полно-
сборных элементов//Промышленное строительство. — 1981, № 10.
— 345 —
ГЛАВА 16. ПОКРЫТИЯ
ДВУХПОЯСНЫМИ СИСТЕМАМИ,
ТРОСОВЫМИ ФЕРМАМИ
И КОМБИНИРОВАННЫМИ СИСТЕМАМИ
Двухпоясными называют несущие системы, состоя-
щие из двух поясов, расположенных друг над другом,
связанных между собой параллельно расположенными
распорками или растяжками и совместно работающих
на восприятие внешних нагрузок. Пояса с положитель-
ной кривизной, стрелка провеса которых направлена
вниз, являются несущими, а пояса с отрицательной кри-
визной — стабилизирующими.
Двухпоясные системы — системы мгновенно-жесткие,
т. е. они могут быть предварительно напряжены. Пред-
варительное напряжение системы создает усилия взаимо-
действия нитей, которые передаются через растяжки или
распорки, соединяющие пояса системы. Эти силы взаимо-
действия называют контактной нагрузкой. Действуя на
несущий пояс подобно постоянной нагрузке, они умень-
шают возможность его кинематических перемещений.
Таким образом, предварительное напряжение двухпо-
ясной системы стабилизирует ее — уменьшает ее кинема-
тические перемещения, появляющиеся при действии не-
равновесных нагрузок. Внутренняя стабилизация систе-
мы дает возможность применять в таких покрытиях
легкие кровли, работающие независимо от несущей си-
стемы.
Дальнейшим развитием двухпоясных систем являет-
ся превращение их в тросовые фермы, где растяжки в
каждой панели заменены наклонными гибкими раскоса-
ми, пересекающимися с поясами в узлах ферм и превра-
щающими систему в геометрически неизменяемую (см.
п. 16.2).
В тросовых фермах, как и во всех других, есть растя-
нутые и сжатые элементы, и для обеспечения работы на
сжатие гибких раскосов их необходимо подвергнуть
предварительному растяжению.
Тросовые фермы как системы геометрически неизме-
няемые более жестки, чем обычные двухпоясные систе-
мы (особенно при действии неравновесных нагрузок),
поэтому их более целесообразно применять при легких
кровлях и больших временных нагрузках.
Комбинированными обычно называют системы, со-
— 346 —
стоящие из гибких тросов и изгибно-жестких элементов —
балок, арок, пространственных систем и т. п. В них удач-
но сочетаются эффективная работа гибких тросов на рас-
тяжение и жестких элементов, работающих на изгиб.
В свою очередь, эти системы можно разделить на два
типа. К первому относятся системы, в которых главную
нагрузку несет провисающая нить, а жесткий элемент
работает на местные нагрузки и уменьшает кинематиче-
ские перемещения системы. Такая работа элементов
комбинированных систем дает возможность называть их
«висячими системами повышенной жесткости». Другой
тип комбинированной системы представлен в основном
консольными системами, в которых жесткий элемент
поддерживается прямолинейными гибкими вантами.
16.1. ДВУХПОЯСНЫЕ
ПРЕДВАРИТЕЛЬНО НАПРЯЖЕННЫЕ СИСТЕМЫ
16.1.1. Примеры покрытий. Покрытие гаража (рис.
16.1) для автобусов в Берлине пролетом 50 м и длиной
около 129 мм выполнено в виде двухпоясных систем, рас-
положенных через 5.4 м. Они состоят из верхнего несу-
щего пояса из трех стержней диаметром 26 мм, изготов-
ленных из высокопрочной стали Ст90/60, нижнего стаби-
лизирующего пояса из одного стержня диаметром 26 мм
и тросовых растяжек. По верхним поясам уложены лег-
кие кровельные плиты размером 2,5 X 5,4 м с утеплите-
лем и гидроизоляцией. Несущие пояса двухпоясных сис-
тем закреплены в наклонных фермах, опирающихся на
специальные контрфорсы, расположенные через 21,6 м.
Стабилизирующие пояса прикреплены к перекрытиям
боковых вспомогательных помещений. Стрелки провеса
несущих и стабилизирующих поясов имеют одинаковую
величину 5 м, что составляет ’/ю пролета. Недостатки
этого покрытия — сложность и высокая стоимость опор-
ной конструкции для несущих систем.
На рис. 16.2 показано круглое покрытие аудитории
в г. Утике (США). Помещение аудитории диаметром
75 м перекрыто 72 радиально расположенными двухпо-
ясными элементами, имеющими верхние стабилизирую-
щие и нижние несущие пояса из тросов диаметром соот-
ветственно 41 и 51 мм. По верхним поясам уложены лег-
кие кровельные металлические плиты с утеплителем и
гидроизоляцией. Тросы двухпоясных систем закреплены
— 347 —
Рис. 16.1. Покрытие гаража в Берлине
Рис. 16.2. Покрытие аудитории в Утике (США)
/ — железобетонная колонна; 2 — железобетонное опорное кольцо; 3 — покры-
тие по плитам из волнистой стали; 4 — распорная стойка; 5 — стальные коль-
ца; 6 — предварительно напряженные тросы (по 72 шт.)
в двух средних металлических растянутых кольцах диа-
метром 7 м и в наружном сжатом железобетонном коль-
це таврового сечения 1,5X1,8 м, опирающемся на 24 пе-
риметральные колонны. Взаимодействие несущих и ста-
— 348 —
билизирующих поясов осуществляется через стальные
трубчатые стойки, поставленные через 4 м. Стрелки не-
сущих тросов приняты равными 3 м (V25 пролета), а ста-
билизирующих— 2,5 м (!/зо пролета). Столь малые раз-
меры стрелок провеса поясов вызваны стремлением
уменьшить длину сжатых трубчатых распорок между по-
ясами. Преимущество покрытия — удачное решение
опорной конструкции покрытия, недостаток — наличие
большого числа длинных сжатых стоек.
Примером может служить и покрытие Дворца спор-
та «Юбилейный» в Ленинграде (ЛенЗНИИЭП). Дворец
(рис. 16.3) диаметром 93,2 м перекрыт 48 радиально рас-
положенными двухпоясными элементами, имеющими
верхние стабилизирующие и нижние несущие пояса из
тросов диаметром соответственно 42,5 и 65 мм. По верх-
ним поясам уложены легкие металлические щиты с утеп-
лителем и гидроизоляцией. Тросы двухпоясных систем за-
креплены одним концом в двух средних металлических
растянутых кольцах диаметром 12 м, а другим наружным
концом несущий трос закреплен в колонне. Стабилизи-
рующий трос закреплен в сжатом железобетонном коль-
це размером 2,8x0,62 м, лежащем на консоли, выпу-
щенной из колонны. Пояса системы частично соединены
между собой сжатыми трубчатыми стойками, а частич-
но— растяжками, поставленными через 3 м. Распор обо-
их поясов системы воспринимает железобетонное кольцо,
но колонна, к верхнему концу которой прикреплен не-
сущий пояс, работает при этом на изгиб. Стрелки несу-
щих тросов приняты равными 4,5 м (V20 пролета), а ста-
билизирующих — 3 м (7зо пролета).
К преимуществам данного решения покрытия можно
отнести наличие лишь одного опорного кольца при срав-
нительно небольшой длине сжатых стоек-распорок меж-
ду поясами, а к недостаткам — наличие изгибающего ко-
лонну момента.
16.1.2. Компоновка и работа несущих систем. Рас-
смотрение приведенных примеров показывает, что двух-
поясные системы в прямоугольных зданиях располага-
ются параллельно друг другу, а в круглых или оваль-
ных— радиально. Сложность несущих систем делает
целесообразным их расположение на значительном рас-
стоянии друг от друга (3—6м и более), которое пере-
крывается щитами кровельного покрытия.
На рисунках 16.1—16.3 показаны три возможные схе-
— 349 —
Рис. 16.3. Покрытие Дворца спорта «Юбилейный» [10] (узлы см. на
рис. 16.5)
мы расположения поясов системы. Расположение несу-
щего пояса выше стабилизирующего (см. рис. 16.1) весь-
ма благоприятно для соединяющих пояса элементов; они
оказываются растянутыми и их можно выполнить из тро-
сов или стальных стержней. Но такое расположение поя-
— 350 —
сов увеличивает строительную высоту покрытия и требу-
ет устройства раздельных опорных конструкций для поя-
сов системы, что усложняет устройство опор покрытия.
Более сложным оказывается и отвод воды с покрытия,
если кровлю устраивают по несущему поясу.
При расположении поясов, показанном на рис. 16.2,
устраняется главный недостаток предыдущей схемы и
для обоих поясов устанавливается одна общая опорная
конструкция. Это особенно важно для круглых зданий,
имеющих опорную конструкцию в виде железобетонного
кольца. Присоединение обоих поясов к одному кольцу
создает более благоприятные условия его работы, так
как при нагружении покрытия временной нагрузкой
кольцо испытывает воздействие разности усилий в поя-
сах, которая меньше их полных усилий. Это особенно
ощутимо при действии неравномерных нагрузок на по-
крытие, вызывающих изгибающие моменты в кольце.
Однако элементы, соединяющие пояса в этой конструк-
ции, сжаты и работают на продольный изгиб. Для по-
крытий большого пролета длина стоек увеличивается, их
сечение из-за продольного изгиба резко возрастает, и вес
стоек начинает составлять значительную часть общего
веса покрытия. Для уменьшения веса стоек желательно
иметь малые стрелки провеса поясов, но это увеличива-
ет усилия в них и связано с перерасходом материала на
пояса. При расположении поясов согласно рис. 16.3, где
часть соединяющих пояса элементов растянута, а часть
сжата, уменьшаются строительная высота и длина эле-
ментов, соединяющих пояса (что особенно важно для
сжатых распорок). Такая схема компоновки допускает
большие стрелки провеса поясов и, следовательно, в них
получаются меньшие усилия. Однако при использовании
этой схемы необходима раздельная опорная конструк-
ция для поясов.
Таким образом, выбор схемы расположения поясов
представляет собой вариантную задачу, которую при-
ходится решать в зависимости от конкретных условий
при вариантном проектировании.
Двухпоясные системы, как было сказано ранее, явля-
ются системами мгновенно-жесткими и могут иметь ки-
нематические перемещения, для уменьшения которых
введены стабилизирующие пояса; при этом всю систе-
му предварительно напрягают. Предварительное напря-
жение системы должно быть минимальным, так как оно
— 351 —
увеличивает усилия и, следовательно, сечения поясов.
Предварительное напряжение действует эффективно,
уменьшая кинематические перемещения от действия не-
равновесных нагрузок в системах с большими провесами
стрелок несущих поясов (при f[l> 1/15), и оказывает сла-
бое влияние на прогибы пологих систем, в которых ре-
шающую роль играют упругие деформации поясов. С уве-
личением постоянных нагрузок на покрытие эффектив-
ность предварительного напряжения уменьшается, и при
равенстве постоянной и временной нагрузок часто мини-
мальное предварительное напряжение обеспечивает до-
пустимый прогиб в правильно подобранных системах.
Выключение стабилизирующего пояса из работы, на-
блюдающееся при небольшом предварительном напря-
жении системы, не меняет плавного характера возрас-
тания деформаций при увеличении нагрузки и, следова-
тельно, не является обязательным критерием для назна-
чения величины предварительного напряжения.
Упругая податливость опор поясов увеличивает про-
гибы системы при любом характере нагрузки и для обес-
печения допустимого прогиба требует увеличения пред-
варительного напряжения; ее влияние особенно сильно
сказывается в системах с пологими несущими поясами
й при малой постоянной нагрузке.
Таким образом, выбор значения предварительного
напряжения является многовариантной задачей. Иссле-
дованию влияния предварительного напряжения на про-
гибы тросовых систем посвящена работа Машарова *.
Правильность выбора размера предварительного на-
пряжения системы окончательно устанавливают провер-
кой прогиба покрытия при действии равномерных и не-
равномерных нагрузок на него.
Очертание провеса поясов выбирают в соответствии
с характером внешней нагрузки на них и принимают по
веревочной кривой от действия постоянной нагрузки на
систему. Так, при параллельном расположении двухпо-
ясных систем (в прямоугольных зданиях) постоянная
нагрузка на систему обычно бывает равномерной, и в
этом случае очертание поясов системы надо принимать
по уравнению (13.9).
1 Машаров В. В., Ведеников Г. С. Влияние величины предвари-
тельного нч->г>яжения на прогибы плоской двухпоясной системы ви-
сячего покрытия//Изв. вузов. Сер.: Стр-во и архитектура. —1974,
№ 2.
— 352 —
Очертание стабилизирующего пояса должно быть
аналогичным очертанию несущего пояса (размеры стре-
лок провеса могут быть различными) для того, чтобы на-
тяжение стабилизирующего пояса при предварительном
напряжении всей системы создавало контактную нагруз-
ку, подобную постоянной нагрузке.
Для покрытий круглого плана очертание поясов на-
до принимать в соответствии с уравнением (13.10) по
тем же причинам. Расстояние между стойками или рас-
тяжками, соединяющими пояса системы, сильно зависит
от конструкции кровли и принимается равным 2,5—4 м
и более. Стремление уменьшить расход металла на сжа-
тые стойки, работающие на продольный изгиб, застав-
ляет ставить их реже, увеличивая шаг. Растяжки, рабо-
тающие на растяжение, имеют меньший удельный вес в
расходе металла на покрытие, а потому их можно ста-
вить чаще. Более частая постановка стоек и растяжек
улучшает взаимодействие поясов системы. При расстоя-
ниях между стойками, превышающих ширину кровель-
ных щитов, щиты приходится опирать на гибкий пояс
системы, который испытывает при этом местную деформа-
цию. В этом случае на участке между стойками пояс ра-
ботает как струна, нагруженная поперечной нагрузкой —
давлением кровельных щитов, что увеличивает усилия в
нем. Распор в таком поясе-нити можно определить по
формуле (13.23).
Размеры стрелок провеса поясов в осуществленных и
запроектированных покрытиях чрезвычайно разнообраз-
ны: они колеблются от V25 (и даже 1/зо) до Vio пролета.
Эти размеры сильно отражаются как на усилиях в самих
поясах, так и на опорной конструкции, и их надо выби-
рать на основе сравнения вариантов, помня, что нити с
большей стрелкой провеса целесообразны при большем
соотношении между постоянной и временной нагрузка-
ми, но кинематические перемещения их возрастают.
Близкой к оптимальной для несущего пояса, по-види-
мому, будет стрела провеса, равная Vs—V15 пролета, для
систем, показанных на рис. 16.1 и 16.3, и около V20 про-
лета для системы, показанной на рис. 16.2. Эта разница
в размерах стрелок провеса объясняется невыгодностью
работы длинных стоек. Стрелки провеса стабилизирую-
щих поясов могут быть несколько больше стрелок несу-
щих поясов так как в этом случае даже при небольшом
предварительном натяжении системы силы взаимодейст-
23—799 — 353 —
вия поясов лучше сохраняют свое значение и стабилизи-
рующее влияние на работу системы.
Пояса двухпоясных систем обычно изготовляют из
стальных канатов и тросов. Площади сечений поясов
подбирают по усилиям: в несущем поясе — от остаточ-
ного предварительного напряжения и полной (постоян-
ной и временной) нагрузки на покрытие, в стабилизи-
рующем поясе — от действия постоянной нагрузки,
предварительного напряжения и отсоса ветра.
Увеличение прочности материала поясов ведет к
уменьшению площадей их сечения и возрастанию упру-
гих деформаций и, следовательно, с точки зрения дефор-
мативности системы оно нецелесообразно в системах с
пологими несущими поясами и при податливых опорах.
Соотношение площадей сечения поясов не оказывает
большого влияния на прогибы системы, и для предвари-
тельных подсчетов можно рекомендовать следующие со-
отношения:
для легких покрытий при p^>g , . . k = Ас/Ая—1—1,2
» средних » » p^g . • . k »0,6—0,8
» тяжелых » » P^g • • < fe«0,3—0,6
Монтаж и предварительное напряжение двухпоясных
систем круглых в плане покрытий осуществляется раз-
личными методами. При монтаже покрытия Дворца спор-
та «Юбилейный» (см. рис. 16.3) двухпоясные системы
сначала собирались внизу, а затем с помощью специаль-
ной траверсы устанавливались монтажным краном в про-
ектное положение. По наружному контуру тросы крепи-
лись к периметральным колоннам здания и железобе-
тонному кольцу, а в центре — к стальным кольцам,
предварительно установленным на центральной монтаж-
ной башне. После навески всех систем производилось их
предварительное напряжение с помощью гидравлических
домкратов вытяжкой стабилизирующего троса со сторо-
ны верхнего центрального кольца.
В прямоугольных в плане покрытиях натяжение сис-
темы удобно выполнять натяжением стабилизирующего
пояса, подобно тому, как это производится в оттяжках
мачт.
16.1.3. Основы расчета. Расчет двухпоясных систем
обычно начинают с определения усилий в поясах от за-
данного предварительного напряжения системы. При на-
тяжении системы (рис. 16.4, а) в поясах возникают уси-
— 354 —
a) 8)
нагрузка на половине пролета
лия, находящиеся в соотношении
ггП г _ г>П f
пн 'нО пс 'СО?
и контактная нагрузка, действующая на пояса,
(для плоской системы в круглом покрытии вместо 8 бу-
дет 24).
Расчет систем на внешнюю нагрузку обычно ведут на
полное загружение всего покрытия постоянной и времен-
ной нагрузками (рис. 16.4,6) для выявления максималь-
ных усилий в системе, а также на постоянную нагрузку
и частичное загружение покрытия (часто половины про-
лета, рис. 16.4, s) временной нагрузкой для выявления
возможных прогибов системы и изгибающих моментов в
опорных конструкциях круглых покрытий.
Расчет двухпоясных систем Н. С. Москалев 1 предло-
жил проводить исходя из упругого распределения равно-
весной нагрузки между поясами с помощью коэффици-
1 Москалев Н. С. Расчет двухпоясных вантовых ферм//Стальные
предварительно напряженные и тросовые конструкции. — М.:
ЦНИИСК, 1964.
23*
— 355 —
ента пропорциональности а. Им была получена зависи-
мость изменения распоров в поясах
ДЯС=—аДЯН) (16.1)
где а = т^Ас
Умножая а на соотношение стрелок провеса поясов,
получим соотношение моментов инерции поясов
где m=L/Z— отношение длины пояса к его пролету; Af2— условный
момент инерции пояса.
Теперь внешняя (сначала g, а затем и р) нагрузка
распределится между поясами, например:
Рс= («1/(1 4-«1)1 д; ра = р — рс- (16.2)
Контактная нагрузка на пояса от предварительного на-
пряжения уменьшится, и распоры в поясах будут равны:
//н —//но 4-1дал (Рн)/(/но 4“ (16.3)
//<з=//со Мбал (Рс)/(/со w)> (16-4)
где начальный распор в несущем поясе
//н0=//нП + Л4балОи
а начальный распор в стабилизирующем поясе
йсо=Я?-^ал(ШО.
Под словом «начальный» подразумевается распор в
поясах системы, действующий после приложения посто-
янной и до приложения временной нагрузок.
Здесь р и g — временная и постоянная нагрузки; f„o и /со — началь-
ные стрелки провеса поясов;
pZ4
w = k-------------— (16.5)
(’+ai)£4 /но
— прогиб системы под временной нагрузкой; 6=3/128 при равно-
мерно распределенной нагрузке и 6=5/864 при симметричной линей-
но возрастающей от центра к опорам нагрузке (для круглых покры-
тий).
При желании учесть деформативность опор и измене-
ние температуры удобно воспользоваться методами, раз-
— 356 —
работанными Б. Г. Бруновым [8] или В. Р. Кульбахом *.
Б. Г. Брунов для системы, показанной на рис. 16.4,6,
используя линейную форму уравнений прогибов гибкой
нити (13.26) для несущего и стабилизирующего поясов,
составляет систему из двух уравнений, характеризующих
перемещения середин пролетов поясов в вертикальном
направлении от временной равномерно распределенной
по покрытию нагрузки. Совместное решение этих урав-
нений дает возможность определить прогиб системы и
усилия в поясах.
После несложных преобразований уравнение проги-
ба (13.26) для несущего пояса примет вид
шС — Сх — С2 (р + 91 — 9о) =
а для стабилизирующего пояса
— w^3 — — С5 (pi — р0) = 0.
Совместное решение этих уравнений позволяет опре-
делить неизвестные:
прогиб
w___ рС% С5 С5 — С2
ССБ 4- Са С3
и остаточную контактную нагрузку
Qi — Яо — w (С3/С5) — Сд/Сз,
(16.6)
(16.7)
где
С = 2/204-
а (g + <7о) ^прив Ы .
—:-------------77— —----------77" (»н Sin ₽ COS 6 + atiy,
ЕАи /но cos5 Р cos4 р
_ blf-un „ 6ZZ3 /поив
Сг = ——— (uH sin p cos P 4- ail); C2 =----------------;-------— ;
1 cos4 P 1 ‘ ’ 2 EAn cos5 p *
_ . аЯо I3 ZnpHB Ы
C3 = 2fCO + 7'л f-------5— — —i— (Vc sin Y cos 7 + aZ/);
3 cu £4c/c0cos5y cos4y
blf co
Ct = ——— (oc sin Y cos у + aZZ);
cos4 у
aP Inpm
5 EAC cos5 у '
'В этих формулах a=3/64; 6 = 3/8 для систем с равномерно рас-
пределенной по длине пролета нагрузкой (для прямоугольных по-
крытий); а=5/432; 6 = 5/18 для симметричной, линейно возрастаю-
щей от центра к опорам нагрузки (для круглых покрытий); qQ, g,
1 Кульбах В. Р. Вопросы статического расчета висячих систем/
Таллинский технический институт. — Таллин, 1970.
— 357 —
р — соответственно начальная контактная, постоянная и временная
нагрузки; ZnpHB=/-|-v£>l cos3f5— приведенные пролеты поясов с учетом
упругой податливости опор, см. примеч. к (13.21); v и atl — соответ-
ственно вертикальная осадка и температурная деформация нити (см,
рис. 13.7).
Зная прогиб системы и остаточную контактную на-
грузку, легко определить распоры в поясах:
ЯН1 — Л4рал (g Qi + р)/(/но + ю)> (16.8)
/7С1 — -^бал (<71)/(/со— гг')< (16.9)
При нагружении полупролета временной равномерно
распределенной по покрытию нагрузкой р, как это пока-
зано на рис. 16.4, в, нагрузку представляют в виде сим-
метричной интенсивностью р/2 и обратно симметричной
интенсивностью ±р/2.
Многими исследователями было показано, что при
действии обратно симметричной нагрузки распоры нити
почти не изменяются и середина ее пролета почти не сме-
щается в вертикальном направлении, в то время как
другие сечения перемещаются вдоль действия нагрузки —
происходят кинематические перемещения.
Таким образом, расчет двухпоясной системы на дей-
ствие равномерно распределенной по покрытию нагруз-
ки, загружающей половину пролета, можно вести в два
этапа: вначале определить прогибы и усилия в системе
от действия на всем пролете симметричной нагрузки по-
ловинной интенсивнрсти, а затем определить кинемати-
ческие перемещения от обратно симметричной нагрузки,
тоже половинной интенсивности. Сумма перемещений от
первой и второй нагрузок даст истинные прогибы систе-
мы, а усилия в ней определяются расчетом системы на
симметричную часть нагрузки. Эти усилия всегда будут
меньше расчетных усилий, полученных от полного загру-
жения системы.
Расчет на действие симметричной части временной
нагрузки изложен выше. По формуле (16.6) определяют
прогиб системы в середине пролета, а по формулам (16.8)
и (16.9) — распоры в поясах системы. Теперь провесы
поясов системы в середине пролета равны:
/н1 — /но + W И /ci = /со — W‘ (16. 10)
Остаточные контактные нагрузки на левой (загру-
женной) и правой (не загруженной временной нагруз-
— 358 —
кой) частях системы определяют по формулам:
_ ^(^Н1 4~fci) #и1 #ci <72лев- г2(Ян1 + Яс1) о -4- р --— ; (16.Н) 1 4" Нс! -- —:—> (16.12) 1 + WH1///Ci
где б?=8 для систем с равномерно распределенной нагрузкой и d=
=24 для систем с линейно возрастающей от центра к опоре нагруз-
кой (для круглых покрытий).
При начальном провесе поясов по квадратной пара-
боле, описываемой формулой (13.9), что соответствует
равномерно распределенной по пролету постоянной на-
грузке, начальные провесы поясов в четвертях пролета
равны:
/пОлев = /нОправ = (3/4) /но;
/сОлев = /сОправ = (3/4) /со.
(16.13)
Определяем провесы системы в четвертях пролета под
действием постоянной и временной (расположенной на
половине пролета) нагрузок:
г /2
/с2лев = (2д2лев -f- ?2прав);
Р
/с2прав = (<?2лев + 2</2прав).
о2п сх
Прогибы системы в четвертях пролета:
Шлев = /сОлев — /с2лев + Зю/4;
Шправ == fсОправ — /с2прав -j- 3u>/4.
(16.14)
(16.15)
Если полученный прогиб при неравномерном загру-
жении системы превышает допустимый, то следует уве-
личить предварительное напряжение или переходить на
систему, в которой пояса в середине пролета соединены
между собой.
Как было показано в п. 13.5, при неравномерном за-
гружении нити ее сечения смещаются не только в верти-
кальном, но и в горизонтальном направлении. В двух-
поясной системе при загружении половины пролета се-
чения несущей нити смещаются по горизонтали в сторону
нагруженной половины пролета, а сечения стабили-
зирующей наоборот — в сторону незагруженной полови-
ны пролета. Эти смещения поясов можно получить по
формуле (13.30), рассматривая горизонтальные переме-
— 359 —
щения каждого пояса раздельно под действием внешних
нагрузок и остаточной контактной нагрузки.
Соединение поясов в середине пролета, препятствую-
щее этим перемещениям, делает систему более жесткой
на действие односторонних нагрузок. Расчет такой сис-
темы приведен в книге [8].
Применение методики расчета проиллюстрируем на
примере.
Пример. В качестве объекта для расчета возьмем покрытие,
представленное на рис. 16.1, со следующими параметрами: 1=50 м;
f„o=ho=5 м; 4„= 15,93 см2—0,001593 м2; 4С=5,31 см2—0,000531 м2;
£=2,1 ХЮ8 кН/м2; 0=у=О; о = /°=0; vH=0,000025 м/кН; vc =
=0,000015 м/кН; g=4 кН/м; р=5,4 кН/м; ?о=2,5 кН/м.
1. Расчет на действие равномерно распределенной по пролету
временной нагрузки р проводится двумя способами:
а) по методике упругого распределения нагрузки между пояса-
ми без учета податливости опор v„=vc=0, cti = 0,333; по формуле
(16.2) рс= 1,350 кН/м, рн=4,050 кН/м; по формуле (16.5) w =
= 0,071 м; по формуле (16.3) //„=655,831 кН и Нн0=406,250 кН; по
формуле (16.4) Яс=70,660 кН и //со= 156,250 кН;
б) по методике Б. Г. Ерунова — В. К. Качурина с учетом подат-
ливости опор.
По примечанию к формуле (13.21) определяем приведенные про-
леты поясов: /н.прив=58,363 м, Iс.прив — 51,673 м.
Определяем коэффициенты уравнения (16.7): С=51,328 м2; Ci =
= 0; С2= 1,022 м4/кН; С3=51,358 м2; С4=0; С5=2,715 м4/кН. Далее
по формуле (16.6) находим прогиб системы в середине пролета от
временной нагрузки № = 0,078 м, по формуле (16.7)—остаточную
контактную нагрузку #1 = 1,022 кН/мипо формулам (16.8) и (16.9) —
распоры в поясах //„1 = 641,379 кН и Hci = 64,914 кН.
2. Расчет на загружение временной нагрузкой р только левой
половины пролета системы выполняется следующим образом.
Первоначально, как и выше, рассчитываем систему на симмет-
ричную часть нагрузки pi=p/2 = 2,7 кН/м. Все коэффициенты фор-
мул (16.6) и (16.7) остаются неизменными, и теперь по формуле
(16.6) w=0,039 м, а по формуле (16.7) gi = 1,761 кН/м. По форму-
лам (16.8) и (16.9) находим //„1 = 524,726 кН и Hci = 110,942 кН, а по
формуле (16.10) —f„i = 5,039 и fti=4,961 м.
Находим остаточную контактную нагрузку на обеих частях про-
лета по формулам (16.11) и (16.12): д2леи = 1,29 кН/м и Р2п₽ов=
= 2,232 кН/м. Начальные провесы стабилизирующего пояса в четвер-
тях пролета по формуле (16.13) ^солев=Поправ=3,75 м; провесы ста-
билизирующего пояса под действием всех действующих нагрузок по
формуле (16.14) ^с2лев=3,389 м; fc2npaB=4,053 м и прогибы системы
по формуле (16.15) Waes=4-0,391 м, даправ=—0,274 м.
Полученный максимальный прогиб составляет 1/138/, и система
нуждается в увеличении жесткости путем увеличения ее предвари-
тельного напряжения либо путем соединения поясов. Горизонталь-
ные смещения поясов системы, подсчитанные по формуле (13.30),
равны 6„ = 0,085 м 6с=0,058 м.
В круглых покрытиях, где двухпоясные системы в се-
редине покрытия объединены средним кольцом, при
— 360 —
Рис. 16.5. Узлы двухпоясной системы
А, Б — крепление поясов к колонне; В, Г — крепление поясов к средним коль-
цам; 1—заливной стакан; 2 — вилкообразные шайбы; 3 — несущий трос
0 63 мм; 4 — стабилизирующий трос 0 42,5 мм
равномерном загружения всего покрытия все системы за-
гружены одинаково симметрично и работают как не свя-
занные между собой плоские системы. При осесиммет-
ричном, но неравномерном загружении покрытия (на-
пример, загружение снегом двух противоположных
секторов покрытия, вызывающее большой изгибающий
момент в опорном кольце) горизонтального смещения
среднего кольца также не происходит, но системы ра-
ботают неодинаково: часть из них нагружена, а часть не
нагружена. В этом случае благодаря общему прогибу
всех систем в середине покрытия ненагруженные систе-
мы часть нагрузки берут на себя и тем самым облегча-
ют работу нагруженных систем. При несимметричной на-
грузке, (например, загружение снегом половины покры-
тия) средние кольца помимо вертикальных имеют гори-
зонтальные перемещения в сторону центра тяжести
нагрузки, все системы взаимодействуют и работа несущих
систем усложняется. Расчет таких систем подробно опи-
сан в книге [17].
16.1.4. Конструктивные решения. В двухпоясных си-
стемах наибольший интерес представляют конструктив-
— 361 —
ные решения узлов примыкания поясов системы к опор-
ной конструкции и к средним кольцам в круглых покры-
тиях, а также соединение поясов между собой. Все эти
узлы покрытия Дворца спорта «Юбилейный» показаны
на рис. 16.5. Другие конструктивные решения рассмотре-
ны в книгах [9—11].
16.2. Тросовые предварительно напряженные фермы
Тросовые фермы для мостов применялись с прошло-
го столетия, однако современная система тросовых ферм
впервые была предложена инж. Я- А. Осташевским в
1940 г. и применена инженерами Г. Д. Поповым и
В. М. Вахуркиным в 1953 г. для подвесной канатной до-
роги пролетом 874 м у Волгограда. С тех пор построено
много крупных мостов, а также газо- и массопроводных
переходов с применением этой системы.
Тросовые фермы покрытий широко распространены в
ряде стран Западной Европы: весьма похожими на тро-
совые фермы Волгоградского перехода, но называемыми
там по имени шведского инженера Яверта (который при-
менял такие фермы для покрытий и теоретически обос-
новал эти решения) перекрыто несколько зданий раз-
личного назначеиня (рис. 16.6).
В основном тросовые фермы используются для пря-
моугольных покрытий, в которых фермы работают как
независимые плоские системы, хотя ничто не препятст-
вует применению этих ферм в круглых покрытиях. Тро-
совые фермы наиболее целесообразны в покрытиях, где
возможны большие неравномерные нагрузки, и в много-
пролетных покрытиях, так как благодаря геометрической
неизменяемости они имеют большую жесткость, чем двух-
поясные системы. Фермы в покрытии обычно располага-
ют параллельно на расстоянии 3—6 м одна от другой,
что определяется несущей способностью настила. В ка-
честве настила по фермам чаще всего укладывают лег-
кие кровельные щиты с утеплителем и гидроизоляцией.
Атмосферную воду с кровли отводят по продольному
желобу, расположенному в середине покрытия. Продоль-
ный уклон желоба создают путем расположения ферм на
разной высоте по длине здания. При многопролетном
решении покрытия промежуточные опоры ферм целесо-
образно устраивать в виде балок, ферм или рам, воспри-
нимающих только вертикальные нагрузки от покрытия.
— 362 —
Рис. 16.6. Тросовая ферма
1—покрытие по стальному настилу; 2 — основные канаты; 3— дистанцион-
ный канат; 4 — раскосы
По внешнему очертанию тросовые фермы сильно от-
личаются от обыкновенных ферм из жестких профилей
и больше соответствуют очертанию двухпоясных систем,
так как их пояса должны быть приспособлены к работе
элементов ферм только на растяжение. Стрелки провеса
поясов благодаря отсутствию кинематических перемеще-
ний несколько больше, чем в двухпоясных системах.
Подобно двухпоясным системам в тросовых фермах
весьма желательно соединять пояса один с другим в се-
редине, ибо это облегчает работу решетки ферм при не-
равномерных нагрузках и увеличивает жесткость ферм.
Система решетки в тросовых фермах принимается
обычно треугольной без дополнительных стоек и под-
весок.
Панели ферм часто принимают большей ширины, чем
ширина кровельной панели, и тогда элементы кровли
опираются непосредственно на верхние пояса, заставляя
— 363 —
их работать дополнительно на местную нагрузку как
струну, испытывающую поперечное нагружение.
Основные параметры решетки фермы — панели и уг-
лы наклона раскосов — влияют на величину предвари-
тельного напряжения фермы, так как благодаря ему во
всех элементах фермы создаются растягивающие усилия,
которые должны превышать сжатие, появляющееся в
этих элементах от внешней, нагрузки. Чем меньше уси-
лия сжатия, тем меньше может быть предварительное
напряжение, что выгодно, так как при этом уменьшают-
ся усилия в растянутых внешней нагрузкой элементах.
Таким образом, выбор схемы и параметров решетки в
тросовой ферме представляет собой вариантную задачу.
Тросовые фермы рассчитывают общепринятыми ме-
тодами строительной механики, применяемыми при рас-
чете статически неопределимых стержневых систем.
Ферму рассчитывают на внешние нагрузки и единич-
ные усилия предварительного напряжения. Усилия от
предварительного напряжения во всех элементах фермы
должны быть растягивающими, что достигается соответ-
ствующим подбором геометрии системы. Сравнением
сжимающих усилий в стержнях фермы с усилиями от
единичного натяжения определяют минимальное натя-
жение, которое погашает сжимающие усилия от внешней
нагрузки во всех стержнях, после чего составляются ре-
зультирующие таблицы усилий. В некоторых стержнях
усилия от временной нагрузки и предварительного натя-
жения будут суммироваться и, следовательно, предвари-
тельное напряжение будет увеличивать их сечение. В от-
дельных случаях, при больших неравномерных нагруз-
ках, допускают выключение из работы некоторых раско-
сов и превращение системы в этом месте в геометриче-
ски изменяемую. Этот прием можно применять только
при условии выполнения всей системой нормы допусти-
мого прогиба, но зато он дает возможность уменьшить
предварительное напряжение фермы.
На действие временной нагрузки рассматривают как
симметричное, так и несимметричное нагружения. Уси-
лие предварительного напряжения следует принимать
с коэффициентом перегрузки или недогрузки, смотря по
тому, что увеличивает расчетное усилие. Предваритель-
ное напряжение тросовых ферм удобно осуществлять на-
тяжением раскосов винтовыми стяжками, которыми рас-
косы с одной стороны присоединены к узлам фермы.
— 364 —
Подробно о системах повышенной жесткости см. в
книге [12].
Возможная конструкция узла фермы показана на
рис. 16.6.
Другие конструктивные решения описаны в кни-
гах [9—11].
16.3. КОМБИНИРОВАННЫЕ СИСТЕМЫ
1. Системы «цепь с балкой жесткости» нашли широ-
кое применение в висячих мостах с балкой жесткости.
Использование таких систем для покрытий производст-
венных зданий (цехов, ангаров и т. п.), особенно для
большепролетных зданий с подвесными кранами, также
весьма целесообразно. Разработкой, усовершенствовани-
ем и изучением работы подобных систем успешно зани-
мается уже много лет коллектив кафедры металлических
и деревянных конструкций ВИСИ под руководством
проф. Н. М. Кирсанова [6, 12].
Примером подобного покрытия может служить про-
ект цеха пролетом 96 м с подвесными кранами грузо-
подъемностью Q=10 т (рис. 16.7).
Несущий каркас цеха состоит из металлических спа-
ренных рам, расположенных с шагом 12 м. Их ригели
представляют собой провисающую гибкую нить из тро-
сов, соединенную подвесками с балкой жесткости. Снизу
к балкам жесткости прикреплены подкрановые пути для
подвесных кранов грузоподъемностью 10 т, а сверху на
них опирается щитовое кровельное покрытие. Балка
жесткости, работая на изгиб от вертикальных нагрузок,
одновременно воспринимает сжимающий ее распор тро-
сов. В середине пролета тросы неподвижно прикреплены
к балке жесткости, что уменьшает возможность кинема-
тических перемещений и тем самым существенно увеличи-
вает жесткость всей системы. Монтаж покрытия следует
проводить таким образом, чтобы большая часть нагруз-
ки от собственного веса передавалась на тросы, для че-
го в балке жесткости на время монтажа устраиваются
временные шарниры (болтовые стыки элементов балки
жесткости между собой закрываются не полностью), ко-
торые замыкаются после укладки кровли.
В практике проектирования покрытий этого типа не-
сущие системы обычно располагают параллельно друг
другу, и провес кабеля назначают по квадратной пара-
— 365 —
Рис. 16.7. Промышленное здание с висячим комбинированным покры-
тием [10]
1 — кровля
Рис. 16.8. Схемы висячих комбинированных систем повышенной
жесткости
а—цепь с балкой жесткости; б—е — системы повышенной жесткости
боле
X).
В этом случае стрелу провеса кабеля принимают око-
ло (Vt—а высоту балки жесткости — около РЛо—
'Ml.
— 366 —
Балка жесткости в комбинированной системе играет
роль распределительного элемента, воспринимающего
местные нагрузки и передающего их через подвески на
кабель. Кроме этого, балка уменьшает общие кинемати-
ческие перемещения пролетной конструкции при загру-
жении части пролета. Исходя из этого Н. М. Кирсанов
[12] рекомендует определять высоту балки жесткости по
формуле
he = (l/k6)[l/w](R/EVp), (16.16)
где кб — коэффициент, зависящий от характера временной нагрузки
и пролета; автор рекомендует для больших пролетов принимать
/?б~33—19, для малых пролетов Лв~20—11; [w/Ц—предельный
прогиб; R—расчетное сопротивление балки; — коэффициент на-
дежности по временной нагрузке.
Для увеличения жесткости комбинированных систем
в работе [12] рассмотрено еще несколько различных схем
(рис. 16.8), обеспечивающих главным образом уменьше-
ние кинематических перемещений системы, причем ис-
следования выявили решающее значение любой первой
связи, препятствующей горизонтальным перемещениям
кабеля вдоль пролета.
Расчет подобных систем с учетом их геометрической
нелинейности следует выполнять на ЭВМ, а для перво-
начальной оценки сечений удобно воспользоваться для
системы, показанной на рис. 16.8, а, приближенными
формулами, приведенными в книге [12].
Сечение кабеля
. Н (g + p)P ( 8fl \
где RK — расчетное сопротивление кабеля; f0 — начальная стрела
провеса кабеля; g и р—расчетные постоянная и временная нагрузкй,
Требуемая жесткость балки
5рн /3
где р" — временная нормативная нагрузка; [w/l] —предельный про-
гиб.
2. Консольные системы с балкой жесткости, поддер-
живаемой вантами, нашли себе широкое применение в
строительстве. В ангарах благодаря возможности распо-
лагать ворота вдоль длинной стороны здания и иметь
раздвижные ворота любой ширины можно помещать са-
молеты различных типов и хорошо использовать площадь
— 367 —
Рис. 16.9. Консольный ангар в Риме (Фьюмичино)
1 — покрытие по прогонам
Рис. 16.10. Проект покрытия стадиона в Лужниках (Москва) [3]
ангара. Это преимущество конструктивной формы при-
вело к тому, что большинство крупных аэропортов мира
имеют ангары, перекрытие консольными системами (рис.
16.9). Широкое применение консольные системы с ван-
тами находят также в покрытиях выставочных павильо-
нов и спортивных сооружений (рис. 16.10).
368 —
Большинство этих покрытий имеет жесткие элемен-
ты — балки или фермы, несущие собственно покрытие.
Они подвешены на вантах к пилонам и работают на из-
гиб со сжатием. Расчет таких систем выполняют обыч-
ными методами строительной механики, но при этом же-
лательно учитывать повышенную деформативность пря-
молинейных вант. «Прямолинейные» наклонные ванты
фактически не строго прямолинейны, а слегка провисают
под действием собственного веса. При увеличении осево-
го усилия провес ванты будет уменьшаться, а расстояние
между точками закрепления ванты будет увеличиваться
как за счет выпрямления ванты, так и за счет ее дефор-
мации по закону Гука. Это выпрямление ванты равно-
сильно уменьшению ее модуля упругости и должно быть
учтено в расчетах, особенно в статически неопределимых
системах. Коэффициент v, учитывающий это выпрямле-
ние, может быть определен по формуле
24^ N]
где No и У]— начальное и конечное усилия в ванте; <7=g/cosp —
проекция нагрузки от собственного веса единицы длины ванты g
на горизонтальную ось; I — горизонтальная проекция длины ванты;
Р — угол наклона ванты по отношению к горизонту; ЕА — продоль-
ная жесткость ванты.
Уточненный модуль упругости ванты с учетом ее про-
висания
E' — Elv. (16.20)
Конструктивное оформление некоторых из этих сис-
тем описано в книге Н. М. Кирсанова [12].
ГЛАВА 17. ПОКРЫТИЯ СЕДЛОВИДНЫМИ
НАПРЯЖЕННЫМИ СЕТКАМИ
Покрытия напряженными седловидными сетками
представляют собой одну из наиболее распространенных
форм висячих покрытий, применяемых как в капиталь-
ных сооружениях, так и во временных покрытиях — на-
весах.
Основная несущая конструкция — седловидная сетка,
которая состоит из семейства несущих тросов, имеющих
провес вниз, и перпендикулярного им семейства стабили-
24—799 — 369 —
зирующих тросов, имеющих выгиб вверх,— является си-
стемой мгновенно-жесткой, так как поверхность сетки
имеет отрицательную гауссову кривизну. Таким образом,
сама несущая конструкция внутренне стабилизирована,
способна воспринимать нагрузки противоположных на-
правлений, например, собственный вес покрытия, вес сне-
га и отрицательное давление ветра (отсос), и позволяет
применять любую конструкцию кровли: от жестких утеп-
ленных щитов до тканевых или пленочных покрытий во
временных сооружениях. Универсальность покрытий,
а также возможное разнообразие плана покрытия, осо-
бенно для временных сооружений, привели к широкому
распространению этой конструктивной формы покрытий.
17.1. ПРИМЕРЫ ПОКРЫТИЙ
Первым крупным покрытием седловидной висячей
сеткой из тросов было покрытие Рэлей-арены в США,
возведенное в 1953 г. (рис. 17.1). По двум наклонным же-
лезобетонным аркам параболического очертания натяну-
та седловидная сетка из тросов размером 92x97 м, на
которую уложены щиты из профилированной стали с
утеплителем и гидроизоляцией. Несущая седловидная
сетка состоит из несущих тросов диаметром 32 мм, рас-
положенных на расстоянии 1,83 м один от другого и име-
ющих стрелу провеса Vio пролета, и из перпендикуляр-
ных им натягивающих сетку стабилизирующих тросов
диаметром 19 мм, также расположенных на расстоянии
1,83 м и имеющих стрелу выгиба вверх около */ю своего
пролета.
Удачное конструктивное решение покрытия, облада-
ющего хорошими экономическими показателями, наря-
ду с целесообразной компоновкой здания с архитектур-
ной точки зрения — минимальный внутренний объем при
максимальном числе зрительных мест с хорошей види-
мостью и слышимостью происходящего на арене — приве-
ло к широкому распространению зданий такого типа
во всем мире. Так, седловидными тросовыми сетками,
поддерживаемыми наклонными арками, перекрыты эст-
радный театр в Харькове, концертный зал в Паланге,
спортзал в Братиславе, плавательный бассейн в Монре-
але и многие другие сооружения.
Примером другого типа покрытия седловидными сет-
ками может служить покрытие Дворца спорта в Милане
— 370 —
Рис. 17.1. Покрытие Рэлей-аре-
ны (США)
/ — железобетонные арки; 2 — не-
сущие тросы 0 33 мм через 1,83 м;
3—стабилизирующие тросы 0 19 мм
через 1,83 м
Рис. 17.2. Покрытие Дворца
спорта в Милане
/ — металлическое круглое опорное
кольцо; 2 — несущие тросы через
2 м; 3 — стабилизирующие тросы
через 2 м; 4 — железобетонные опо-
ры трибун и покрытия
(рис. 17.2). Круглое в плане здание диаметром 136 м пе-
рекрыто седловидной сеткой из тросов, закрепленных
концами в металлическом пространственном коробчатом,
изогнутом в двух направлениях кольце размером 6Х
Х2,5 м, шарнирно опирающемся на наклонные железо-
бетонные опоры, служащие одновременно основанием
трибун. Сетка покрытия состоит из несущих тросов, имею-
щих стрелу провеса около */i i пролета и расположенных
с шагом 2 м, и из перпендикулярных им натягивающих
стабилизирующих тросов, имеющих стрелу выгиба вверх
около V20 пролета и расположенных также с шагом 2 м.
Сверху по тросам уложены металлические щиты с тепло-
и гидроизоляцией, а снизу подвешен подвесной потолок
из звукопоглощающих панелей.
Подобное покрытие осуществлено в Варне (Болга-
рия) и проектировалось для покрытия стадиона «Дина-
мо» в Москве, хоккейного зала в Таллинне и др.
Примером покрытий седловидными сетками зданий
прямоугольного плана может служить покрытие выста-
вочного павильона в Сиэтле в США (рис. 17.3). Квадрат-
ное в плане здание со сторонами по 122 м перекрыто че-
24* — 371 —
Рис. 17.3. Покрытие выставочного зала в Сиэтле (США)
1 — несущие тросы S3 51 мм через 2,4 м; 2 — стабилизирующие тросы S3 38 мм
через 2,4 м; 3 — пространственные фермы; 4 — пустотелая пространственная
железобетонная рама
Рис. 17.4. Покрытие Олимпийского спорткомплекса в Мюнхене
тырьмя седловидными сетками, закрепленными в окай-
мляющей здание железобетонной пустотелой раме
и четырех стальных пространственных, трапецеидально-
го сечения фермах, пересекающихся в виде шатровой
крестовины в центре покрытия. Нижние концы ферм опи-
раются на четыре железобетонные опоры-контрфорсы в
форме треноги, расположенные в середине каждой сто-
роны здания. Каждая из четырех сеток покрытия имеет
— 372
по 30 несущих тросов диаметром 51 мм, расположенных
вдоль диагонали квадрата с шагом 2,4 м и по 30 натяги-
вающих стабилизирующих тросов диаметром 38 мм, рас-
положенных перпендикулярно несущим, также с шагом
2,4 м. По несущей сетке из тросов уложены трехслойные
плиты из двух листов алюминиевого сплава с пенополи-
стироловой прослойкой размером 1,2x2,4 м.
Покрытия с седловидной сеткой при прямоугольном
плане здания применялись для павильона Франции на
ЭКСПО-58, для рынков в Киеве, Париже и др.
Примером временных покрытий тросовыми сетками
могут служить покрытия над спортивными сооружения-
ми в Мюнхене, служившие для защиты зрителей от дож-
дя при проведении Олимпийских игр 1972 г. Эти покры-
тия были возведены над трибунами стадиона, над плава-
тельным бассейном и некоторыми другими спортивными
комплексами (рис. 17.4). Сами покрытия представляют
собой ортогональную сетку из тросов, окаймленную бо-
лее мощными тросами-подборами, подвешенную к спе-
циальным мачтам и в некоторых местах оттяжками при-
тянутую к земле. Они имеют форму растянутых поверх-
ностей отрицательной гауссовой кривизны, позволяющей
предварительно натягивать сетки и воспринимать как по-
ложительное, так и отрицательное воздействие ветра без
больших деформаций покрытия. Натяжение сетки, в свою
очередь, еще больше уменьшает ее деформативность
при действии ветра. К сетке сверху прикреплены листы
светопрозрачного пластика, часть сеток покрыта плен-
кой.
Обращает на себя внимание разнообразие формы и
планов покрытий.
Покрытия седловидными сетками неоднократно при-
менялись в разных странах мира; они могут считаться
весьма удобной конструктивной формой для несущей си-
стемы временных покрытий.
17.2. КОМПОНОВКА И РАБОТА НЕСУЩИХ СИСТЕМ
Из приведенных примеров видно, что компоновка по-
крытий для постоянных и временных сооружений раз-
лична.
Для постоянных сооружений, имеющих значительную
постоянную нагрузку (см. п. 14.2.4), лучшей формой по-
верхности сетки является гипар (см. рис. 14.15), поверх-
— 373 —
ность которого описывается уравнением (14.17), с орто-
гональным расположением тросов параллельно главным
осям поверхности.
С точки зрения удобства монтажа предпочтительнее
так называемая самообразующая поверхность, в которой
тросы располагаются по геодезическим линиям на по-
верхности, т. е. линиям кратчайших расстояний между
двумя соседними точками. В этом случае плоскости про-
веса тросов не вертикальны, не параллельны относи-
тельно одна другой и не параллельны главным осям по-
верхности. Однако для пологих сетей, к которым отно-
сятся сети постоянных покрытий, эта разница очень
невелика и при рассмотрении работы и расчета покры-
тий ею можно пренебречь.
Тросы в сетке располагают на равных расстояниях
один от другого. Эти расстояния определяются конст-
рукцией кровли или возможным сечением тросов и ко-
леблются от 1 м для тентовых и пленочных покрытий до
2—3 м для щитовых покрытий.
Стрелки провеса главных парабол поверхности по ис-
следованиям В. Р. Кульбаха 1 принимают следующим об-
разом: для (Vs—Vis)А, а для fc« (V10—’/25)/с, с тем
чтобы fJfc = 0,Gf/0,4f, где f—fw+fc. Увеличение стрелки
несущих тросов за счет уменьшения стрелки стабилизи-
рующих ведет к уменьшению прогибов покрытия и уси-
лий в несущих тросах, но одновременно увеличивает из-
гибающие моменты в опорной конструкции на стадии
предварительного напряжения сетки покрытия, что не-
желательно.
В отличие от мембраны тросовые сетки предвари-
тельно напрягаются, и тросы обеих систем воспринима-
ют внешнюю нагрузку таким образом, что несущие, име-
ющие выгиб вниз, работают на растяжение, а стабили-
зирующие, имеющие выгиб вверх, работают на сжатие
(в них уменьшаются усилия предварительного растяже-
ния) .
Предварительное напряжение сетки необходимо не
только для обеспечения работы стабилизирующих тро-
сов на сжатие (что облегчает работу несущих тросов),
но и для уменьшения кинематических перемещений по-
крытий при их неравномерном нагружении. Предвари-
1 Кульбах В. Р. О влиянии параметров системы на работу вися-
чих покрытий отрицательной кривизны/Труды Таллинского политех-
нич. ин-та, серия А. — Таллин, 1969, № 278.
— 374 —
тельное напряжение принимается прямо пропорциональ-
ным неравномерной нагрузке и обратно пропорциональ-
ным допустимому прогибу покрытия.
Работа сеток при нагружении аналогична работе
двухпоясных систем с той разницей, что в двухпоясных
системах каждому несущему поясу соответствует свой
стабилизирующий пояс и система работает как плоская,
а в сетке каждому несущему тросу соответствует вся со-
вокупность стабилизирующих тросов и система работает
как пространственная, не воспринимающая сдвигающих
сил.
Для сетки, имеющей форму поверхности гипара, все
тросы каждой системы имеют свое постоянное отноше-
ние /7/2 и при действии на сеть равномерно распределен-
ной по покрытию нагрузки должны иметь одинаковые
усилия в тросах каждой системы (несущих и стабилизи-
рующих). Такая нагрузка для тросов является равно-
весной и, следовательно, она вызывает только упругие
деформации тросов, что обеспечивает минимальные про-
гибы покрытия.
Равенство усилий в тросах каждой системы создает
предпосылки для выбора безызгибной опорной конструк-
ции, очертание которой можно подобрать по кривой дав-
ления от тяжения тросов сети в готовом покрытии. Та-
кими опорными конструкциями и являются параболиче-
ские наклонные арки и эллиптическое или круглое
пространственное кольцо.
Однако при действии временной, даже равномерно
распределенной по покрытию нагрузки это безызгибное
состояние опорной конструкции будет нарушаться, так
как усилия в несущих тросах будут расти, а в стабили-
зирующих — уменьшаться, и в опорной конструкции по-
явятся изгибающие моменты. Моменты в опорной кон-
струкции появляются и при неравномерном нагружении
покрытия временной нагрузкой и, таким образом, соз-
дать полностью безызгибную опорную конструкцию не
удается.
Действительная работа сетки и опорной конструкции
вследствие нелинейной работы сетки и деформации опор-
ных конструкций будет несколько отличаться от описан-
ной выше, причем наибольшие отступления вызывает
деформация опорной конструкции. Так, при деформатив-
ном опорном кольце средние стабилизирующие тросы се-
ти начинают работать как затяжки кольца, и внешняя
— 375 —
нагрузка вместо уменьшения усилий в них (вызванных
предварительным напряжением сети) вызывает увеличе-
ние растягивающих усилий. Таким образом, деформация
опорной конструкции оказывает существенное воздейст-
вие на работу сети, особенно в покрытиях с замкнутой
кольцевой опорной конструкцией при параметре жестко-
сти контура 1<£<40 [см. формулу (17.6)]. Пользуясь
тем, что гипар имеет прямолинейные образующие, не
выходящие за пределы поверхности, опорную конструк-
цию иногда делают прямолинейной, как это показано на
рис. 17.3, и тросы направляют по диагоналям квадрата
или ромба. В прямолинейной опорной конструкции тя-
жение тросов сети вызывает значительные изгибающие
моменты, что неблагоприятно сказывается на экономи-
ческих показателях покрытия одиночной сеткой.
В многопролетном покрытии, состоящем из несколь-
ких сопряженных сеток, разделенных прямолинейными
элементами (рис. 17.5), горизонтальные усилия тросов
соседних сеток при их одинаковом нагружении будут да-
вать составляющую, которая действует вдоль прямоли-
нейного опорного элемента, разделяющего эти сетки,
и горизонтальных изгибающих моментов в нем не воз-
никает. Таким образом, в подобных многопролетных по-
крытиях равномерно распределенная нагрузка не вызы-
вает горизонтальных изгибающих моментов во всех сред-
них опорных конструкциях, что приближает их работу
к работе безмоментных арок и делает систему перспек-
тивной для применения в покрытиях многопролетных
зданий. Исследования, проведенные Л. Б. Фельдман *,
подтвердили предпосылки, положенные в основу компо-
новки, а также эффективность работы многопролетных
покрытий седловидными сетками.
Компоновка временных сооружений, как это хорошо
видно на примере мюнхенских покрытий, весьма разно-
образна и многовариантна. Главное назначение этих по-
крытий — защита от дождя, а потому покрытие обычно
состоит из водонепроницаемой ткани или пленки, под-
держиваемой тросовой сеткой с довольно мелкими ячей-
ками, что снижает опасность образования дождевых
мешков. Малый собственный вес этих покрытий делает
их весьма чувствительными к воздействию ветра.
1 Ведеников Г. С., Фельдман Л. Б. К расчету многопролетных
висячих покрытий//Строительная механика и расчет сооружений. —
1970, № 5.
376 —
Рис. 17.5. Многопролетные сетки
1 — направляющие несущих нитей
Изменчивость ветра делает невозможным выбор по-
верхности сетки, для которой ветровая нагрузка была
бы равновесной. Благодаря этому возможно применение
разнообразных поверхностей сеток, но для всех сеток со-
храняется обязательное условие — они должны быть
седловидными, т. е. иметь отрицательную гауссову кри-
визну. Седловидность поверхности необходима для того,
чтобы тросы сетки воспринимали ветровую нагрузку про-
тивоположных направлений; она позволяет также пред-
варительно напрягать сетку, чтобы уменьшить ее пере-
мещения.
Сетка окаймляется обычно тросами-подборами —
мощными, пространственно изогнутыми тросами, закреп-
ленными по концам в неподвижных опорах, восприни-
мающих тяжение сетки, работая на растяжение.
— 377 —
17.3. ОСНОВЫ РАСЧЕТА
Как и при расчете двухпоясных систем, первоначаль-
но определяют усилия в тросах системы от заданного
предварительного напряжения и контактную нагрузку.
Для сетки, имеющей форму гипара, согласно уравнению
(14.17) для всей поверхности они находятся в соотно-
шении
»» = й«"(и»2) = «ЦЛ7»2).
где <7о — «контактная» нагрузка (при равных расстояниях между
тросами в несущей и стабилизирующей системе).
Расчет сетки на внешнюю нагрузку обычно ведут на
полное загружение всего покрытия постоянной и времен-
ной нагрузками для выявления максимальных усилий в
системе и на постоянную нагрузку и частичное загруже-
ние покрытия временной нагрузкой для выявления воз-
можных прогибов системы и изгибающих моментов в
опорной конструкции.
Приближенный расчет напряженной сетки, имеющей
форму гипара, на действие равномерно распределенной
по покрытию нагрузки можно вести аналогично расчету
двухпоясных систем исходя из пропорционального рас-
пределения нагрузки между несущими и стабилизирую-
щими тросами по всему покрытию. Коэффициент про-
порциональности для сети
а _ тнг«
(17.1)
где т=£//= 1 +(8/3) (f//)2—отношение длины к пролету главных
несущего и стабилизирующего тросов сети; Inf — иролет и стрела
провеса главных тросов; А—площадь сечения тросов на единичную
ширину сети (при равном расстоянии между ними в несущей и ста-
билизирующей системе).
Внешняя нагрузка распределяется между системами
тросов следующим образом:
“г
Рс = ~г~,-----Р 0 Рн = Р~Рс-
Zc^h+ “1
Прогиб середины покрытия
w_____3_______1_________Р^
w°~ 128 (l+ai/2//2) EHAafl '
(17.2)
(17.3)
— 378 —
Рис. 17.6. Расчетные схемы овального покрытия
а — равномерно распределенная нагрузка; б — обратно симметричная часть
нагрузки
Распоры в тросах на единичную ширину сети вычис-
ляют по формулам:
р
Н _ //о I_____' н н .
н н 8(/по + шо) ’ (17 4)
н = н11— Рй
с с 8(fc0 —ш0)
где Я" и Я" — начальные распоры в тросах на единичную ширину
сети от предварительного напряжения.
Более точный нелинейный расчет сети в форме гипа-
ра с учетом деформации овальной опорной конструкции
(рис. 17.6) на действие равномерно распределенной на-
грузки и двух возможных неравномерных загружений по-
крытия, разработанный В. Р. Кульбахом1, приведен ни-
же. Задаваясь уравнением прогиба поверхности под дей-
ствием внешней нагрузки, используя геометрические
зависимости и условия равновесия, он получил кубиче-
ские уравнения для определения неизвестных параметров
! Кульбах В. Р. Приближенный статический расчет седловидных
висячих покрытий с деформируемым эллиптическим контуром//Изв.
вузов. — Сер.: Стр-во и архитектура. — 1971, № 4.
—379 —
прогиба. При учете деформации опорной конструкции
была учтена линейная зависимость горизонтальных пе-
ремещений опорной конструкции от приращений распо-
ров в тросах сети в предположении, что ее вертикальные
перемещения, ввиду соединения со стеновым каркасом,
равны нулю. Для учета смещения контура распределе-
ние приращения распоров принималось по рис. 17.6, что
хорошо соответствует фактическому распределению этих
приращений.
А. Для равномерно распределенной по покрытию на-
грузки q функция прогиба точек покрытия может быть
представлена в виде
w = wn (х2/а2 у2 lb2—1). (17-5)
Разрешающее уравнение для определения прогиба
имеет вид
4£3 + -М3 + Во£-Л) = О. (17.6)
где
4 = (1 + 4 + ^)! 4 = 3[1 - + 2g(l - а)];
B0=2{i-w^ + Ui-a)3 + Mi + Ui + W)]};
4 = <?*(! +U1 + 1/4)];
^=w0/fH — безразмерный параметр прогиба; a—fc/fH— соотношение
начальных стрел выгиба главных тросов;
«4 ty [1 + (5/3) (Ma)2]
* = |1+(5/3)(/0Д)3 ~
tx и tv — приведенные толщины несущих и стабилизирующих тросов
сети; t—A/s (s— расстояние между тросами; А — площадь сечения
троса);
9a2(H” + Hnca2/b2) г 5 1
Хо =------------~------ 1 + — (fn/а)2 — параметр предвари-
юг/ Д L 3 J
х н
тельного напряжения;
9<?а4 |\ ( 5 1С ' 4Д
У* = 1 + ~ (/н/а)?] — параметр равномерно распреде-
ленной нагрузки,
5Ety Ко’
£ =---------------------------- —параметр жесткости контура;
72£к ZK Vb[ 1 -F (5/3) (fjb)2]
EkJk — изгибная жесткость опорного контура.
Часто членом Ао£3 уравнения (17.6) можно прене-
бречь, и тогда решение оставшегося квадратного уравне-
ния дает
М- Во + /Во + Го )/(2Бо). (17.7)
— 380 —
Для оценочного расчета заданного предварительного
напряжения или получающегося прогиба часто можно
пренебречь и квадратным членом уравнения (17.6); тог-
да получим линейную формулу для определения про-
гиба
С — т'д/Во.
(17.8)
н
Зная прогиб системы, нетрудно получить приращения
распоров:
^ [(2+5.) +.5 0 -1+ <,, _ (g;t).1; (17.9)
н 9а2 [1 + (5/3) (/н/а)2] [1 + g (1 + 1/1|з)]
с 96? [1 4-(5/3) (/с/й)2] [1 + g (1 + 1/1Р)]
Полные распоры в тросах на единичную ширину сети
равны:
7/н=^+Д^; (17.10)
Нс = Н* + ДЯ°.
При действии временной нагрузки, расположенной на
половине покрытия вдоль несущих или стабилизирую-
щих тросов, расчет распадается на два этапа.
Нагрузку раскладывают на симметричную и обратно
симметричную половинной интенсивности. На первом
этапе определяют прогибы и усилия от симметричной
части нагрузки интенсивностью р/2, затем вводят по-
правки в геометрию сети и усилия предварительного на-
пряжения и рассчитывают сеть на обратно симметрич-
ную часть нагрузки qi или q2 интенсивностью ±р/2. Ре-
зультаты расчета двух этапов складывают и получают
воздействие половинного загружения покрытия.
Б. Для обратно симметричной нагрузки qi вдоль не-
сущих тросов (рис. 17.6,6) функция прогиба
w — (х/а) (х2/а2 + у2/62 — 1). (17.11)
Разрешающее уравнение для определения прогиба
имеет вид
где
Г 189 / 5 \ 1 / 9
л ------ 1 - —е Н-— hl? + — | ;
[ 200 \ 48 / 8 \ 4 /]
— 381 —
в = ГJL asL + JL Л + х Л + Л + JL й].
6 \ 4 7^ Ц / \ 48 7J
г п* ГЛ । \/< । 5 д"}
Г1-94\ + 4г|> / \ "^ ”48* /]’
ti~wi/f«—параметр прогиба;
* 16<7i«* Г 5 7
<7{ = -г—Д~7э~ 11 + 77 (/и/а)2 — параметр обратно симметричной
oHbtxfu I & J
нагрузки;
«2М//н + _ТЛЯн)+Л^)2 (Яс+4 А//с
А ___L3-----------§------1-------\------§-----
Et f1
С1х 'Н
Г 5 7
х 1 + —(/н/а)2 ;
| о I
1] — параметр предварительного напряжения с учетом дополнитель-
ных распоров от равномерно распределенной части нагрузки.
Остальные параметры те же, что были определены для
формулы (17.6).
Соответствующие дополнительные распоры равны:
2Eix % [1 - {y/b)2]2
5а2{1 + (5/3)(/н/аЖЧ-3^) ! (П 13)
~ 2 Et f- t J(1 + 3£/4ф)
!----11------------а-----L^LZ—
3&2[1 + 4tf<=/6)2lх
L о _1
9 1
- 7^-^4 П - (*/«)2]
X (1 -h (1 4- 3g/4^)
\ 40 /
В. Для обратно симметричной нагрузки вдоль ста-
билизирующих тросов функция прогиба
w - tt>2 (у//») (х2/а? + г/2/й2 — 1). (17.14)
Разрешающее уравнение для определения прогиба
имеет вид:
Л2^+ В2С2-Г2 = 0, (17.15)
где
Г 1 I 9 \ 189 / 5 \7
Д2= — 1 -4- — £ 4-----й 4-----Е) ;
[8 \ 4 7 200 \ 48 б/]
— 382 —
_3
4
_L_1
48 ф
5 £ \/ 3
Г = q* 1 + — — 1 + —
2 2 \ 48 з|) Д 4
£2=да2//н— параметр прогиба;
16<7,а4 г к
q* = ---------- 1 -р. —
2 з vh/
— параметр нагрузки;
*2 к+
^2 —
а2 I п 7 0\]
Е* /2 Х
X 'н
5 1
X Н-—(/н/а)2
О J
— параметр предварительного напряжения.
Соответствующие дополнительные распоры равны:
Г/ 3 \/ ц „ У2 \
[\ 4 ЬД b Ь2 )
Г 5 1
За2 1+ —(/нМ)2 X
| о J
А/7Н
9 1
+ — ^|п- <У1ЬЛ
ZU
(,+т£
(17.16)
5 И’
48 г|? /
,„ = f1 ~~ (ХМ)212
+4
I «5 J \ ** /
Применение приведенной методики расчета покажем
на примере.
Пример. В качестве примера рассмотрим расчет покрытия
(см. рис. 17.6) с параметрами: а=30 м; 6=24 м; f„=5 м; fc=4 м;
несущие и стабилизирующие тросы имеют одинаковое сечение (диа-
метр 50 мм) и отстоят на расстоянии 2 м один от другого, следова-
тельно 'Ин=Ас= 17,9 см2 или fx=fw=0,0895 см; их модуль упругости
£'=1,6-105 МПа или 16-Ю3 кН/см2. Предварительное напряжение
сети задаем натяжением стабилизирующих тросов силой 900 кН
каждый. Тогда /?” = 1125 кН и //"=900 кН. Опорная конструкция
выполнена из двух труб, соединенных решеткой, и имеет Дк = 388 см2,
/к = 5,1-106 см4 и 2?к=2,1- 10s МПа или 21-Ю3 кН/см2; постоянная
нагрузка на покрытие равна 1 кН/м2, временная — также 1 kH/m2j
норма прогиба (ш] ^1/200 малого диаметра эллипса.
— 383 —
Л. Расчет на действие равномерно распределенной по покрытию
нагрузки начиная с расчета на действие постоянной нагрузки по
(17.6): <х = 0,8; ф=2,44; Я0=О,3; р*=0,0426; g=26,8; ^=0,0511; ®0=
= 25,5 см.
Затем ведем расчет на действие постоянной и временной нагру-
зок на всей поверхности покрытия по формуле (17.6). Параметры
а, Ф, ^о, I остаются без изменения; р*=0,0852; £о=0,0961; прогиб
а)о=48 см, а прогиб только от временной нагрузки ау0 = 48—25,5=
= 22,5 см, что составляет 1/213 малого диаметра эллипса. Если
в уравнении (17.6) пренебречь кубическим членом и пользоваться
формулой (17.7), то to=O,O988, а по линейной формуле (17.8) £0=
= 0,1081.
По формуле (17.9) определяем приращения распоров Д//ц =
= 0,940 кН/см и Д/7° = 0,408 кН/см, что дает изменение усилий
в главных тросах Д//2 = 188 кН и Д/7°=81,6 кН; так как /7"= 1125 кН
и Я”=900 кН, то распоры в главных тросах от действия постоянной
и временной нагрузок на всем покрытии будут 77н=1313 кН и /7С =
=982 кН.
Чтобы выявить влияние деформации опорной конструкции, про-
водим расчет покрытия на действие постоянной и полной временной
нагрузок по формуле (17.6) в предположении абсолютно жестких
опор, т. е. и |=0. Получаем: £о = О,О15; №0=7,5 см; Д/7„ =
= 0,638 кН/см; Д#с=—0,784 кН/см; изменения усилий в тросах
Д//ц= 127,6 кН; Д/7с = —157,3 кН. Окончательно усилия в тросах
равны Нн —1252,6 кН и Нс = 742,7 кН.
Сравнение результатов показывает, что деформация опорной
конструкции очень сильно влияет на работу сетки, увеличивая ее
прогибы и сильно меняя работу стабилизирующих тросов. Из этого
сравнения видно также, что принятое предварительное напряжение
покрытия обеспечивает выполнение нормы прогиба почти без запаса,
но при уменьшении деформативности опорной конструкции оно было
бы излишним, что хорошо видно из расчета покрытия с недеформи-
руемым опорным контуром, где прогиб очень мал, а остаточное на-
тяжение стабилизирующих тросов очень велико.
Рассчитаем то же покрытие по приближенной методике, не учи-
тывающей деформацию опорной конструкции на действие постоян-
ной и полной временной нагрузок по формулам (17.1)—(17.4): а1 =
= 1; <7с = 0,610</; </h = 0,390q; w0 = 6,62 см; Д77и= 138,6 кН; &НС —
—178,6 кН; 77н= 1263,5 кН; Яс=721,4 кН.
Сравнение этих результатов с аналогичными результатами, по-
лученными точным методом без учета деформаций опорной конст-
рукции, показывает, что они близки, и в случае отсутствия деформа-
ции опор вполне может быть использован приближенный метод.
Б. При расчете покрытия на действие постоянной нагрузки и вре-
менной нагрузки, расположенной на половине несущих тросов по-
крытия, временную нагрузку представляем в виде симметричной ин-
тенсивностью <7' = О,5 кН/м2 (см. рис. 17,6, а) и обратно симметрич*
ной интенсивностью </,±0,5 кН/м2 (см. рис. 17.6,6).
Рассчитаем покрытие на постоянную и симметричную часть вре-
менной нагрузки q = g+p/2=l,5 кН/м2 по формуле (17.6): <?* =
= 0,0639; ^о=О,О744; ®0=37,2 см; Д//"=0,68 кН/см; \Н^=
— 384 —
Рис. 17.7. Примыкание тросов к арке
/—арка; 2 — тросы; 3 — ребра жесткости арки
=0,29 кН/см. Перед учетом обратно симметричной части временной
нагрузки уточняем параметры деформированного покрытия: /н=
= 5,00+0,37 = 5,37 м; /'=4,00—0,37=3,63 м; теперь а=0,675; ф =
=2,48; £=27. По формуле (17.12) получаем li=0,6; q* =0,0195; £t=
=0,023; W(=12,3 см; по формуле (17.13) получаем Д/7Н = 0,001 кН/см;
Д/4=—0,138 кН/см и и суммарные распоры = +Д//н+Д/7н==
= 6,33 кН/см, распор на 1 трос— 1266 кН, =
= 4,67 кН/см, распор на 1 трос —934 кН.
25-799
- 385 —
Расчет по прогибам и усилиям не имеет решающего значения.
В. При расчете покрытия на действие постоянной нагрузки и вре-
менной нагрузки, расположенной на половине стабилизирующих тро-
сов покрытия, временную нагрузку опять представляем в виде сим-
метричной и обратно симметричной частей. Расчет на постоянную
и симметричную часть временной нагрузки совпадает с предыдущим
случаем действия временной нагрузки на половину покрытия и дап-
выше. Расчет на действие обратно симметричной части временной
нагрузки по формуле (17.15) дает 2.2=0,65; д^0-0195’- £2=0,0187;
®2= Ю см. По формуле (17.16) получаем ДЯн=0194 кН/см и ДНС=
=0,0005 кН/см, т. е. односторонние загружения не имеют решающе-
го значения.
17.4. КОНСТРУКТИВНЫЕ РЕШЕНИЯ
В постоянных покрытиях сетками наибольший инте-
рес представляет узел примыкания сети к опорной кон-
струкции. Одно из примененных решений показано на
рис. 17.7. Здесь сеть примыкает к металлической короб-
чатой конструкции. Удачно решено шарнирное примыка-
ние тросов, подходящих под разными углами к стальной
коробке с помощью стандартных элементов. Другие ре-
шения описаны в работах [9—12].
СПИСОК ЛИТЕРАТУРЫ
1. Гольденберг Л. И. Расчет на прочность и устойчивость квад-
ратного контура металлической мембраны с начальным прогибом//
Строительная механика и расчет сооружений. — 1987. № 4.
2. Дмитриев Л. Г., Касилов А. В. Вантовые покрытия. — Киев:
Буд1вельник, 1974
3. Дыховичный Ю. А. Большепролетные конструкции сооруже-
ний Олимпиады-80 в Москве — М.: Стройиздат, 1982.
4. Ивович В. А. Динамический расчет висячих конструкций. —
М.: Стройиздат, 1975.
5. Илленко К. Н. О расчете нитей с изгибной жесткостью//Строи-
тельная механика и расчет сооружений. — 1966, № 6.
6. Исследования висячих конструкций/Межвузовский сб. науч тр.
под ред. Н. М. Кирсанова. — Воронеж, 1970—1989.
7. Качурин В. К. Теория висячих систем. — М.: Стройиздат, 1962.
8. Качурин В. К., Брагин А. В.. Брунов Б. Г. Проектирование
висячих и вантовых мостов. — М.: Транспорт, 1971.
9. Кирсанов Н. М. Альбом конструкций висячих покрытий. — М.:
Высшая школа, 1965.
10. Кирсанов Н. М. Висячие и вантовые конструкции. — М.:
Стройиздат, 1981.
11. Кирсанов Н. М. Висячие конструкции. — М.: Стройиздат,
1968.
12. Кирсанов Н. М. Висячие системы повышенной жесткости.—
Стройиздат, 1973.
13. Корчинский И. Л., Грилль А. А. Расчет висячих покрытий
на динамические воздействия. — М.: Стройиздат, 1978.
— 386 —
14. Косенко И. С. Висячие конструкции покрытий. — М.: Строй-
издат, 1966.
15. Людковский И. Г. Опыт замены покрытия промышленного
здания без остановки производства с применением висячей оболоч-
ки: Обзорная информация ЦИНИС. — 1986, сер. 8, вып. 5.
16. Маиелинский Р. Н. Статический расчет гибких висячих кон-
струкций.— М.: Стройиздат, 1950.
17. Москалев Н. С. Конструкции висячих покрытий. — М.:
Стройиздат, 1980.
18 Отто Ф., Шлейер К. Тентовые и вантовые строительные кон-
струкции. — М.: Стройиздат, 1970.
19. Рабинович И. М. Мгновенно-жесткие системы, их свойства и
основы расчета//Висячие покрытия. — М.: Стройиздат, 1962.
20. Рекомендации по проектированию мембранных покрытий на
прямоугольном плане для реконструируемых зданий и сооруже-
ний.-М.: ЦНИИСК, 1989.
21. Ружанский И. Л. Висячие конструкции покрытий: Обзорная
информация ЦИНИС. — 1984, сер. 8. Вып. 3.
22. Собботка 3. Висячие покрытия. — М.; Стройиздат, 1964.
23. Строительная механика и расчет сооружений. — 1980, № 4.
24. Трофимов В. И. Большепролетные пространственные покры-
тия из тонколистового алюминия. — М.: Стройиздат, 1975.
25. Шимановский В. Н., Смирнов Ю. В., Харченко Р. Б. Расчет
висячих конструкций (нитей конечной жесткости). — Киев: Буд1вель-
ник, 1973.
26. Шимановский В. Н., Соколов А. А. Расчет висячих конструк-
ций за пределом упругости. — Киев: Буд1вельник, 1975.
27. Vladimir G. Suchov. 1853—1939. Die Kunst der Sparsamen
Konstruktion. — Deutshe Verlags—Anstalt. Stuttgart, 1990.
25*
РАЗДЕЛ IV
Металлические конструкции
многоэтажных зданий
ГЛАВА 18. ОБЩИЕ ВОПРОСЫ
ПРОЕКТИРОВАНИЯ
МНОГОЭТАЖНЫХ ЗДАНИЙ
18.1. ПРЕДПОСЫЛКИ СТРОИТЕЛЬСТВА
И ОБЛАСТЬ ПРИМЕНЕНИЯ МНОГОЭТАЖНЫХ ЗДАНИЙ
Для развития современных городов характерно повы-
шение средней этажности зданий. Это объясняется про-
должающимся ростом городского населения и необхо-
димостью улучшения условий его быта и деятельности,
а также стремлением к более рациональному использо-
ванию земли, сохранению природных зон вокруг городов,
относительному сокращению затрат на строительство и
эксплуатацию инженерных коммуникаций, транспортных
и других систем городского обслуживавия.
Основная область применения многоэтажных зда-
ний 1 — жилые дома и общественные здания различного
назначения (для учреждений управления, коммунально-
го хозяйства, просвещения, науки, проектирования, свя-
зи и др.). В крупных городах многоэтажные здания со-
ставляют по строительному объему 30—50 % всех зда-
ний, а через 15—20 лет их удельный вес возрастет до
80—90 %.
Расширяется строительство многоэтажных производ-
ственных зданий, лабораторных и инженерных корпусов,
в своей конструктивной части имеющих много общего с
гражданскими зданиями (гл. 7 в Справочнике [7]).
1 Многоэтажными будем называть здания высотой 30 м и более,
подразделяя их на невысокие — до 50 м, средней высоты — от 50
до 100 м и высотные — 100 м и более. Это подразделение условно
и связано с конструктивными решениями зданий, но возможны и
другие признаки (наличие технических этажей, характеристики на-
земных противопожарных средств).
— 388 —
В многоэтажных зданиях высотой до 100 м, характер-
ных для массового жилищного строительства, применя-
ются в основном бетонные и железобетонные несущие
конструкции. В зданиях с числом этажей 40 и более ча-
ще используются стальные конструкции. Ориентировоч-
ная верхняя граница целесообразного строительства вы-
сотных зданий — около 60 этажей. С увеличением высо-
ты растут воздействия природных сил, усложняются тех-
нические решения здания и всех его систем, увеличива-
ются капитальные и эксплуатационные затраты, изме-
няются психофизиологические реакции людей (боязнь
высоты, обостренное восприятие различных шумов, уско-
рений лифтов, колебаний здания под действием ветра
и др.). Поэтому не следует без достаточного обоснова-
ния чрезмерно увеличивать высоту зданий.
18.2. КРАТКИЙ ОБЗОР СТРОИТЕЛЬСТВА
МНОГОЭТАЖНЫХ ЗДАНИЙ
Первые многоэтажные здания со стальным каркасом
(вместо несущих кирпичных стен) появились в США в
последней четверти XIX в. Облегчение стен и фундамен-
тов, ускорение строительства благодаря сборности, воз-
растание доли полезной площади в нижних этажах и
возможность увеличения этажности при высоких ценах
на земельные участки способствовали дальнейшему раз-
витию высотного строительства. В 1931 г. было построе-
но 102-этажное здание «Эмпайр Стейт»,а в 70-х гг. было
возведено четыре более высоких здания, в том числе
109-этажное здание «Сирс Тауэр» высотой 442 м. Высот-
ное строительство в других зарубежных странах стало
развиваться после второй мировой войны. Подробный
обзор зарубежного опыта строительства многоэтажных
зданий дан в работах [4] и [12].
В нашей стране в предвоенные годы началось строи-
тельство здания Дворца Советов высотой 415 м. Разра-
ботке проекта предшествовали тщательный анализ кон-
структивных решений, методов изготовления и монтажа
конструкций, фундаментальное исследование устойчиво-
сти сложной пространственной системы. Для несущих
конструкций была предложена низколегированная сталь
повышенной прочности марки ДС. Частично собранный
каркас Дворца Советов был демонтирован в первые ме-
сяцы Великой Отечественной войны.
— 389 —
Рис. 18.1. Схема каркаса
главного корпуса МГУ
(поперечный разрез)
1 — технический этаж
В 1949—1954 гг. в Москве бы-
ли построены первые высотные
здания: гостиницы «Ленинград-
ская» и «Украина», жилые дома
на Котельнической набережной и
на площади Восстания, админи-
стративные здания у Красных
Ворот и на Смоленской площади,
Московский государственный уни-
верситет им. М. В. Ломоносова
(рис. 18.1).
При возведении первых вы-
сотных зданий в Москве многие
инженерные и производственные
задачи решались по-новому. Для
передачи нагрузок на относи-
тельно слабые грунты и обеспече-
ния равномерных осадок были
разработаны жесткие коробчатые
фундаменты из монолитного же-
лезобетона без осадочных швов.
При производстве земляных ра-
бот широко применялись эффек-
тивные способы водопонижения
и замораживание грунта. Несу-
щие каркасы большинства зда-
ний выполнены из железобетона
с жесткой арматурой, что позво-
лило сэкономить до 30 % стали,
обеспечив при этом восприятие
всех монтажных нагрузок сталь-
ными конструкциями. Разработаны новые способы
обеспечения жесткости зданий с помощью железобетон-
ных пространственных стволов и плоских диафрагм
(здания на Котельнической набережной и площади
Восстания). В главном корпусе МГУ впервые примене-
ны стальные колонны крестового сечения с унифициро-
ванным примыканием ригелей различного направления.
Сборные перекрытия выполнены из крупных железобе-
тонных панелей, а монолитные — в подвесной опалубке
многократного использования. Для монтажа каркасов
созданы принципиально новые самоподъемные башен-
ные краны, обеспечившие высокий темп крановой
сборки.
— 390 —
18.3. ТРЕБОВАНИЯ К МНОГОЭТАЖНЫМ ЗДАНИЯМ
И ИХ УЧЕТ ПРИ ПРОЕКТИРОВАНИИ
При разработке архитектурно-планировочного и кон-
структивного решений многоэтажного здания и систем
его инженерного обслуживания необходим комплексный
учет функциональных, эстетических, технических и эко-
номических требований.
18.3.1. Объемно-планировочное решение здания. Это
решение должно удовлетворять функциональным и са-
нитарно-гигиеническим требованиям и предусматривать
необходимые для этого размеры и взаимное расположе-
ние основных, обслуживающих, коммуникационных и
и технических помещений. Помещения, близкие по на-
значению и размерам, размещаются в типовых этажах
здания; входные узлы, крупные залы — в нетиповых.
Инженерное оборудование устанавливается в техниче-
ских этажах (см. рис. 18.1), а для прокладки инженер-
ных коммуникаций устраиваются вертикальные шахты и
горизонтальные каналы, используется свободное прост-
ранство в пределах габарита колонн и строительной вы-
соты перекрытий. Число технических этажей зависит от
назначения здания и его высоты; обычно на 8—12 типо-
вых этажей приходится один технический. В технических
этажах часто располагают связи и другие элементы же-
сткости, улучшающие работу конструктивной системы
здания.
Объемно-планировочное решение должно отвечать
требованиям унификации и модульным размерам сетки
разбивочных осей и высоты этажей Для повышения
универсальности и гибкости в использовании помещений
применяют более свободную планировку с увеличенным
шагом колонн.
Общая пространственная композиция, форма плана
и высота здания взаимосвязаны и зависят от градостро-
ительных факторов, природно-климатических условий,
характера деятельности и движения людей в здании,
а также технических возможностей применяемых конст-
руктивных систем. Планы многоэтажных зданий приве-
дены на рис. 18.2. Согласно нормам естественной осве-
1 Для общественных зданий установлены сетки 6X6, 6x9, 6Х
Х12, 9X9, 12X12 м (иногда допускаются размеры 3; 4,5 и 7,5 м)
и высоты этажей 3,3; 3,6; 4,2 м и более с модулем 0,6 м.
— 391 —
Рис. 18.2. Планы многоэтажных зданий
а — компактные (Z./B^2); б, в — некомпактные (протяженные, расчлененные)
Рис. 18.3. Примеры планировочных решений типового этажа в зда-
ниях с различной формой плана
щенности возможная глубина основных помещений не
должна превышать 7—8 м. В соответствии с этим в зда-
ниях с протяженным или расчлененным (например,
трехлучевым, крестообразным) планом предельная ши-
рина здания (луча) составляет 18—20 м, в зданиях с
компактным планом и центрально расположенным лиф-
товым узлом с окружающим его коридором предельная
ширина здания достигает 30—36 м, а при больших раз-
мерах лифтового узла и допустимости искусственного
освещения части площади основных помещений — 50—
60 м. По условиям жесткости и устойчивости конструк-
тивной системы компактный план предпочтителен для
высоких зданий; он позволяет также уменьшить относи-
тельную площадь, стоимость внешних ограждений и ком-
муникационных помещений и эксплуатационные затраты.
392 —
Чтобы повысить экономичность планировочного ре-
шения и удобство эксплуатации, целесообразно исполь-
зовать групповое расположение лифтов с лифтовым хол-
лом (рис. 18.3). Для сокращения занимаемой лифтовым
узлом площади, достигающей в высотных зданиях 20—
30 % полезной площади, и повышения эффективности
вертикального транспорта применяют лифты большой
вместимости, с двухэтажными кабинами, скоростные (до
7—8 м/с), в сочетании с вертикальным зонированием
здания. Лифтовой узел целесообразно объединять с вер-
тикальными шахтами инженерных коммуникаций, лест-
ницами и обслуживающими помещениями, не требующи-
ми естественного освещения, совмещая ограждения узла
с основными элементами жесткости конструктивной сис-
темы (диафрагмами, стволами).
Недостаточное внимание к пожарной безопасности
многоэтажных зданий может привести к очень тяжелым
последствиям. Известно, например, что при пожаре мно-
гоэтажной гостиницы в Сеуле погибло 160 чел., а в Сан-
Паулу — более 200 чел. В соответствии с действующими
нормами противопожарные мероприятия по предупреж-
дению и локализации пожара и эвакуации людей долж-
ны быть учтены в объемно-планировочном решении зда-
ния (размеры противопожарных отсеков, эвакуационные
пути и выходы, незадымляемые лестницы и лифтовые хол-
лы), при выборе материалов ограждающих и несущих
конструкций и способов обеспечения требуемой их огне-
стойкости, при разработке инженерных и противопожар-
ных систем и правил эксплуатации здания.
С принципами и примерами объемно-планировочных
решений многоэтажных зданий можно ознакомиться в
работах [1, 4, 12].
18.3.2. Архитектурно-художественное решение. Мно-
гоэтажные, особенно высотные, здания — объекты боль-
шой общественной и градостроительной значимости. Их
расположение, высота, композиция и внешний облик
должны быть согласованы с общим архитектурным пла-
нированием города и окружающей застройкой. Архитек-
турный образ здания должен удовлетворять композици-
онным принципам и органично сочетаться с его функци-
ональной и конструктивной схемой, материалом,
инженерным оборудованием.
Из практики последних трех десятилетий можно вы-
делить следующие типичные примеры решения фасадов
— 393 —
высотных зданий: 1) с равномерным по мощности верти-
кальным и горизонтальным членением, которое соответ-
ствует ячеистой структуре каркаса, но образует невыра-
зительную, монотонную решетку; 2) с преобладающим
горизонтальным членением, подчеркивающим многоярус-
ность несущей конструкции и монументальность здания,
и относительно легким вертикальным членением стены
импостами остекления или часто расположенными несу-
щими стойками; 3) с преобладающим вертикальным чле-
нением в местах расположения основных колонн (иногда
с дополнительным ритмом выступающих на фасаде им-
постов остекления) и ослабленным горизонтальным чле-
нением торцами перекрытий или подоконными вставка-
ми; 4) сплошная стеклянная стена-витраж. Огромные,
особенно нерасчлененные, плоскости стеклянных стен не
соответствуют функции и конструктивной схеме много-
этажного здания, при этом поддержание нормальных са-
нитарно-гигиенических условий внутри здания требует
резкого увеличения энергетических затрат и удорожает
эксплуатацию.
Чтобы повысить выразительность внешней стены, в со-
временном строительстве используются функционально
и конструктивно необходимые элементы (парапеты, бал-
коны, лоджии, эркеры, солнцезащитные устройства, по-
ручни и решетки ограждений и др.), декоративные на-
весные экраны из тонких листов или легкой решетки,
цвет и фактура внешней поверхности.
18.3.3. Конструктивное решение здания. Конструктив-
ное решение многоэтажного здания необходимо разраба-
тывать в тесной связи с решением архитектурных и
планировочных задач и систем инженерного обслужива-
ния здания, учитывая тем самым основные функциональ-
ные и эстетические требования. Вместе с тем оно долж-
но удовлетворять требованиям надежности и долговеч-
ности, технологичности изготовления и монтажа,
экономичности. Значимость рационального конструктив-
ного решения в системе здания, как правило, возрастает
с увеличением его высоты (см. п. 18.3.4).
Главное назначение несущих конструкций здания со-
стоит в обеспечении его прочности, устойчивости, жест-
кости во время строительства и всего срока эксплуата-
ции при действии разнообразных статических и динами-
ческих нагрузок, в том числе сейсмических.
В конструктивной системе здания можно выделить две
— 394 —
основные взаимодействующие подсистемы несущих кон-
струкций — горизонтальные и вертикальные конструк-
ции.
Горизонтальные конструкции (плиты и балки пере-
крытий, горизонтальные связи) обеспечивают неизме-
няемость системы в плане, передают приложенные к ним
нагрузки на вертикальные конструкции и участвуют в
пространственной работе всей системы, выступая в роли
распределительных горизонтальных диафрагм, а также
препятствуя взаимному сдвигу неодинаково нагружен-
ных вертикальных элементов.
Вертикальные конструкции (колонны, рамы, диафраг-
мы и стволы жесткости) выполняют в системе главные
несущие функции, воспринимая в конечном счете все
приложенные к ней нагрузки и передавая их на фунда-
мент.
Проектирование несущей системы связано прежде
всего с выбором материала. Свойства стали и железобе-
тона как конструкционных материалов общеизвестны,
однако в высотных зданиях стальные несущие конструк-
ции имеют некоторые дополнительные преимущества по
сравнению с железобетонными, а именно:
1) относительно меньший вес, в связи с чем умень-
шаются усилия в конструкциях, снижается стоимость
фундаментов, появляется возможность членения конст-
рукции на монтажные элементы более крупных разме-
ров, что в сочетании с более высокой точностью изготов-
ления и простотой монтажных соединений позволяет
ускорить возведение здания;
2) конструктивные удобства для прикрепления ограж-
дающих конструкций и инженерных коммуникаций,
а также возможность размещения последних в преде-
лах габаритов колонн и строительной высоты перекры-
тий;
3) меньшие размеры сечений колонн (в некоторых
случаях они могут быть полностью скрыты в стене), что
улучшает использование помещений;
4) возможность создания (без резкого увеличения
расхода материала) большепролетных перекрытий, до-
пускающих более свободную планировку и трансформа-
цию помещений, что приводит к снижению эксплуатаци-
онных расходов.
Недостатки стальных конструкций — малая огне-
стойкость и подверженность коррозии — эффективно
— 395 —
устраняются с помощью защитных мероприятий, стои-
мость которых составляет 1—2 % стоимости здания.
Основное преимущество железобетона состоит в том,
что его применение значительно (в зданиях до 30 эта-
жей в 2—3 раза) сокращает расход стали на здание.
При поиске более экономичных конструктивных ре-
шений инженеры часто используют сочетание положи-
тельных свойств стали и железобетона. Так, в смешан-
ных решениях одни элементы системы выполняют из ста-
ли, а другие — из железобетона. Например, в здании с
чисто стальным каркасом плиты перекрытий практиче-
ски всегда железобетонные, а для обеспечения жестко-
сти здания нередко используют железобетонные диаф-
рагмы и стволы. В зданиях же с железобетонным кар-
касом отдельные наиболее нагруженные элементы
(колонны нижних этажей, ригели больших пролетов)
часто делают стальными.
Более эффективно применение конструкций, в кото-
рых обеспечена совместная работа стальных жестких
профилей и бетона: трубобетонных и железобетонных
конструкций с жесткой арматурой в монолитном испол-
нении (колонны и ригели в каркасах первых московских
высотных зданий, диафрагмы, стволы и внешние стены с
включенными в них стальными колоннами) и в виде
сборных элементов (железобетонные колонны со сталь-
ными сердечниками, железобетонные панели со скрыты-
ми в них стальными колоннами). В некоторых решени-
ях элементы из стали и железобетона, которые способ-
ны независимо воспринимать нагрузки, объединяются в
один более эффективно работающий элемент; таковы,
например, сталежелезобетонные балки, в которых сталь-
ная балка объединена связями сдвига с железобетонной
плитой перекрытия. В разработке подобных конструкций
таится еще много интересных возможностей.
Основные функции ограждающих конструкций обу-
словлены санитарно-гигиеническими и эстетическими
требованиями, противопожарной защитой, долговечнос-
тью здания и его оборудования. Особенно важны теп-
лоизоляционные функции ограждений. Вместе с тем не-
которые ограждающие конструкции (перекрытия, стен-
ки лифтовых шахт и лестниц) выполняют ответственные
несущие функции, не только воспринимая приложенные
к ним нагрузки, но и участвуя в общей пространствен-
ной работе конструктивной системы здания.
— 396 —
В каркасных многоэтажных зданиях участие стен в
общей работе несущей системы обычно не предусматри-
вается. Такие стены проектируются ненесущими и вос-
принимают лишь местные нагрузки в пределах отдель-
ных этажей (собственный вес, ветровая нагрузка, темпе-
ратурные воздействия), передавая их на каркас. Это
упрощает унификацию стеновых ограждений, позволяет
использовать для них легкие материалы небольшой
прочности, увеличивает композиционные возможности
архитектурного оформления здания.
Наружные стены обычно выполняют следующим об-
разом [1, 12]: 1) в виде кладки толщиной 25—40 см из
эффективного кирпича или легких керамических и бе-
тонных камней с поэтажным опиранием на перекрытия;
2) из легкобетонных панелей толщиной 20—30 см или
многослойных панелей толщиной 12—20 см, состоящих
из плоских или профилированных обшивок (асбестоце-
ментных, металлических, пластмассовых), эффективного
утеплителя и пароизоляции с тонкой внешней облицов-
кой из керамических плиток, естественного камня или с
защитным цветным покрытием; 3) в виде витражей из
стекла и непрозрачных листовых обшивок, заполняющих
легкий каркас, подвешенный к несущим конструкциям
здания на каждом этаже или через несколько этажей.
Применяют различные схемы панельных стен — из
горизонтальных панелей-перемычек, из вертикальных
панелей-простенков и подоконных вставок и из панелей
на этаж, в том числе каркасно-филенчатых с глухими и
остекленными участками. Панели прикрепляют к пере-
крытиям и колоннам по двум — четырем сторонам или
в отдельных точках (с передачей нагрузки от веса пане-
ли на верхнее или нижнее перекрытие). Для герметиза-
ции стыков панелей используют мастики, прокладки, на-
кладки.
Для внутренних стен и перегородок применяют:
1) кладку толщиной 10—25 см из эффективного кирпи-
ча или гипсовых плит, при необходимости с внутренним
слоем звукоизоляции; 2) легкобетонные панели толщи-
ной 6—20 см; 3) многослойные панели ( или собираемые
на месте многослойные перегородки с легким каркасом)
из гипсо- и древесно-волокнистых, асбестоцементных и
металлических обшивок с внутренним слоем из легкого
материала с высокими звукопоглощающими свойствами.
Ненесущие стены влияют в той или иной степени на
— 397 —
работу несущей системы, хотя это и не предусмотрено
соответствующим конструированием и расчетом. Вместе
с тем они подвергаются неблагоприятному воздействию
вынужденных перемещений, обусловленных деформаци-
ями несущего каркаса от внешних нагрузок и изменений
температуры. Такое воздействие приводит к местным по-
вреждениям стен и снижает их эксплуатационные каче-
ства.
В последние годы для зданий большой высоты раз-
работан принципиально иной подход к конструктивному
оформлению наружных стен. Построены здания, в кото-
рых обетонированные или облицованные внешние ко-
лонны и ригели каркаса выполняют роль простенков и пе-
ремычек наружной стены. Применены решения с частич-
ным включением стеновых элементов в работу несущей
системы, например при ветровых нагрузках.
Перекрытия выполняют в здании несущие и ограж-
дающие функции [1, 2, 12] и состоят из несущей части,
многослойного пола, включающего обычно покрытие, ос-
нование и звукоизолирующий слой, и подвесного потол-
ка, если он необходим для скрытого размещения инже-
нерных коммуникаций, улучшения вида помещений и
повышения огнестойкости перекрытия.
В несущей части перекрытия по стальным балкам
применяют монолитные плоские железобетонные пли-
ты — балочные пролетом 2—4 м и опертые по контуру
пролетом 4—6 м, иногда с обетонированием стальных
балок, или сборные железобетонные панели и настилы,
плоские (сплошные и многопустотные) пролетом до 6 м
и ребристые (в том числе типа Т и 2Т) пролетом 9—
12 м.
Чтобы обеспечить совместную работу сборных желе-
зобетонных панелей и настилов при вертикальных на-
грузках и создать жесткие горизонтальные диски в не-
сущей системе здания, панели и настил должны быть
соединены между собой и с ригелями стальными связя-
ми и бетоном замоноличивания с устройством в насти-
лах бетонных шпонок.
В высотных зданиях эффективно используются моно-
литные плиты из легкого бетона по стальному профили-
рованному настилу, выполняющему роль опалубки и ар-
матуры. Чтобы улучшить связь между бетоном и насти-
лом, на "боковых гранях волн настила создаются местные
выступы, работающие как шпонки. Такая конструк-
— 398
Рис. 18.4. Сплошные фундаменты на естественном основании
а — плитный плоский; б — плитный ребристый; в — коробчатый; г — плитный
с вырезом; д — плитный переменной толщины; /—колонна; 2 — ствол жест-
кости
ция перекрытия имеет относительно небольшой вес, но
требует увеличенного расхода стали (масса 1м2 насти-
ла равна 15—20 кг).
Для создания удобных условий осмотра, ремонта, за-
мены оборудования и инженерных коммуникаций при-
меняют сборно-разборные перегородки и съемные пане-
ли перекрытий, полов и подвесных потолков. Примеры
согласования инженерных коммуникаций и строитель-
ных конструкций приведены в книге [12].
В конструктивном решении многоэтажных зданий
следует использовать преимущественно сборные ограж-
дающие элементы возможно меньшей массы, чтобы сни-
зить нагрузки на несущие конструкции, фундаменты и
основания.
Основания и фундаменты воспринимают нагрузки от
всего здания и оказывают большое влияние на его на-
дежность и эксплуатационную пригодность. Выбор фун-
дамента определяется инженерно-геологическими усло-
виями, конструктивной схемой зданий, схемой приложе-
ния и значениями нагрузок, эксплуатационными
требованиями и ограничениями.
Отдельно стоящие фундаменты и перекрестные лен-
ты на естественном основании в многоэтажных зданиях
используют относительно редко при сравнительно невы-
соких нагрузках и малодеформативных прочных грун-
тах. Как правило, на естественном основании устраива-
ют сплошные железобетонные фундаменты (рис 18.4):
а) плитные плоские толщиной 1—3 м; б) плитные реб-
ристые с меньшей толщиной плиты, но более трудоем-
кие в исполнении; в) коробчатые одно- и многоярусные.
Иногда в плите делают вырезы или меняют ее толщину
— 399 —
в зависимости от действующих нагрузок (см. рис. 18.4,
г, д). Глубина заложения фундамента зависит от геоло-
гических и архитектурно-конструктивных условий,
в частности от общего решения подземной части здания,
и составляет обычно 4—6 м, достигая в отдельных слу-
чаях 15—25 м,
В свайных фундаментах обычно применяют забивные
железобетонные сваи или при больших нагрузках буро-
вые набивные бетонные и железобетонные сваи с уши-
ренной пятой или заглубленные в материковый грунт.
Верхние концы свай объединяются плитным (реже ба-
лочным) ростверком, обеспечивающим более равномер-
ную их работу. Опирание вышерасположенных конст-
рукций на ростверк осуществляется аналогично опира-
нию на железобетонную плиту.
В протяженных зданиях, а также в зданиях, состоя-
щих из различных по высоте или по конструктивной
схеме частей, могут потребоваться деформационные
швы — температурно-усадочные, осадочные, антисейс-
мические.
Деформационные швы устраивают разрезкой надфун-
даментных конструкций в вертикальной плоскости с уста-
новкой по обе стороны шва парных колонн и ригелей
(при необходимости — парных внутренних стен), а оса-
дочные швы — и разрезкой фундаментов, если это кон-
структивно приемлемо. В противном случае осадочный
шов выполняется без парных конструкций с помощью
шарнирного опирания перекрытий (шарнирная вставка)
на колонны, имеющие самостоятельные фундаменты,
и устройства в стенах, в пределах шага этих колонн, по-
датливых стыков для компенсации перекоса стен при
разных осадках фундаментов.
Деформационные швы усложняют конструкцию, тре-
буют тщательного выполнения и регулярного наблюде-
ния для сохранения эксплуатационных качеств конст-
рукции (внешний вид, надлежащие изоляционные свой-
ства, свободная компенсация перемещений). Поэтому,
если шов не предписан нормами, надо проверить техни-
ко-экономическую целесообразность его устройства. Так,
в протяженных зданиях со стальным каркасом во мно-
гих случаях более рационально учесть дополнительные
усилия в конструкциях, но отказаться от температурно-
усадочных швов (кроме временных швов на стадии стро-
ительства, например, при бетонировании монолитных пе-
__ 400 —
рекрытий). Опирая все здание, даже разновысокое, на
сплошную фундаментную плиту, иногда удается без
больших дополнительных затрат существенно снизить
неравномерность перемещений основания и удовлетво-
рить предельно допустимым значениям разности осадок,
крена, прогиба или выгиба здания.
18.3.4. Экономические требования. При проектирова-
нии необходимо как можно более полно учитывать эко-
номические требования. В общем случае требуется ана-
лиз затрат на строительство здания (включая стоимость
материалов, изготовления, перевозки, монтажа конструк-
ций и инженерного оборудования), на его функциональ-
ную и техническую эксплуатацию, а также на отчужде-
ние территории и городские сети и коммуникации. Кроме
того, нужна оценка ожидаемого эффекта от сокраще-
ния сроков строительства и более раннего ввода здания
в эксплуатацию.
Стоимость в деле зданий высотой 30—50 этажей рас-
пределяется примерно следующим образом, %:
фундаменты . . > . ................ 6—14
стальной каркас........................ , 16—24
железобетонные плиты перекрытий........... 5—9
стены, лестницы........................... 12—20
отделка (полы, потолки, поверхность стен) . 8—16
системы инженерного обслуживания (лифты,
отопление, кондиционирование, водопровод
и др.)....................................30—40
С увеличением этажности относительная стоимость
частей здания перераспределяется: для стен, лестниц, от-
делки она уменьшается, для систем инженерного обслу-
живания незначительно увеличивается, для несущих
конструкций резко возрастает. Так, с увеличением чис-
ла этажей с 40 до 80 стоимость каркаса увеличивается
в среднем на 50—70 % и составляет около одной трети
стоимости здания. Следовательно, рациональность кон-
структивной системы может оказать решающее влия-
ние на экономичность здания в целом, особенно при
большой его высоте.
Тип конструктивной системы, материал и конструк-
тивные решения несущих элементов выбираются на ос-
нове технико-экономического сравнения сопоставимых
вариантов с учетом конкретных условий строительства.
26—799
— 401 —
ГЛАВА 19. ОСНОВНЫЕ ПОЛОЖЕНИЯ
ПРОЕКТИРОВАНИЯ
СТАЛЬНЫХ КОНСТРУКЦИЙ
МНОГОЭТАЖНЫХ ЗДАНИЙ
19.1. ПОСЛЕДОВАТЕЛЬНОСТЬ ПРОЕКТИРОВАНИЯ,
УЧЕТ ТРЕБОВАНИЙ ЭКОНОМИЧНОСТИ,
ТЕХНОЛОГИЧНОСТИ ИЗГОТОВЛЕНИЯ И МОНТАЖА
Проектирование несущих стальных конструкций мно-
гоэтажного здания ведется в определенной последова-
тельности:
выбор конструктивной системы здания и материала
несущих конструкций, определение нагрузок и воздейст-
вий;
компоновка конструктивной системы, выбор типов се-
чений, заводских и монтажных соединений и узлов;
выбор расчетных схем, определение внутренних уси-
лий в системе и ее перемещений;
подбор сечений, проверка прочности, устойчивости,
жесткости элементов и системы в целом;
конструирование и расчет соединений и узлов;
разработка чертежей (планы, разрезы, узлы конст-
рукций на стадии КМ, монтажные схемы и деталировка
отправочных элементов на стадии КМД).
В конструктивной системе есть много возможностей
для инженерного поиска рациональных решений, отве-
чающих критерию минимальной стоимости и обеспечи-
вающих сокращение расхода стали, снижение трудоем-
кости изготовлеия и монтажа и быстроту возведения.
Сокращение расхода стали достигается следующими
способами: 1) выбором наилучшего сочетания марок ста-
лей для несущей системы, в том числе сталей повышен-
ной и высокой прочности, если это не противоречит тре-
бованиям устойчивости и жесткости и не приводит к
увеличению стоимости; 2) использованием рациональ-
ных профилей проката, в частности широкополочных
двутавров и тавров, тонкостенных прокатных и гнутых
профилей; 3) применением прогрессивных конструктив-
ных решений узлов, элементов и систем в целом (в част-
ности, предварительно напряженных, висячих, смешан-
ных, комбинированных); 4) оптимизацией компоновоч-
ной и статической схем конструкций по ее конфигурации,
— 402 —
основным размерам и планировочным параметрам,
а также по соотношению жесткостей для достижения
наилучшего распределения усилий и материала в систе-
ме; 5) оптимизацией элементов по их очертанию, соот-
ношению размеров и форме сечения с целью наилучше-
го распределения материала в элементе; 6) уточнением
расчетных схем и методов расчета конструкций.
Более низкая трудоемкость изготовления и монтажа
обеспечивается прежде всего применением типовых и
унифицированных конструкций, технологичных завод-
ских и монтажных соединений. При этом необходимо
стремиться к наибольшей целесообразной повторяемо-
сти однотипных элементов и сопряжений в проектируе-
мой системе, а также первичных деталей, из которых из-
готовляются конструкции (при возможно меньшем об-
щем числе деталей).
Конструктивное решение должно отвечать монтаж-
ным требованиям [13], простоте, удобству, высокой ско-
рости и безопасности монтажа, обеспечивая беспрепят-
ственный подъем и установку в проектное положение,
быструю выверку и закрепление монтажных элементов.
Конструкция в целом и ее членение на монтажные эле-
менты и блоки должны быть приспособлены к проекти-
руемому методу монтажа (поэлементному, плоскими и
пространственными блоками, подъемом перекрытий и
этажей) и техническим возможностям монтажных кра-
нов и подъемников. Например, приставные краны можно
использовать при монтаже конструкций зданий высотой
150—160 м и относительно небольшой ширины с верти-
кальными стенами без уступов, тогда как самоподъем-
ные краны не накладывают таких ограничений.
Следует обратить серьезное внимание на обеспечение
геометрической неизменяемости и устойчивости конст-
рукций, а также на восприятие нагрузок в процессе мон-
тажа, используя постоянные, а иногда и временные мон-
тажные связи (в плоскости колонн, диафрагм, перекры-
тий) в зависимости от планируемого согласования уровня
крановой сборки с уровнями бетонирования или замоно-
личивания дисков перекрытий, диафрагм и стволов
жесткости.
26*
19.2. ВЫБОР МАТЕРИАЛА НЕСУЩИХ КОНСТРУКЦИИ
Марки стали для несущих конструкций многоэтаж-
ных зданий следует выбирать с учетом условий изготов-
ления, возведения и работы конструкций, а также требо-
ваний СНиПов и ГОСТов.
В табл. 19.1 приведены марки стали и толщина про-
ката (для двутавров и швеллеров — толщина полки),
Таблица 19.1. Рекомендуемые марки стали
Марка Вид проката Толщина, мм
ВСтЗпс ВСтЗсп ВСтЗГпс Лист, профиль 4—40
09Г2С Лист Профиль 4—160 4—60
10Г2С1 Лист, профиль 4—100
14Г2 То же 4—32
14Г2АФ Лист 4—50
рекомендуемые для элементов сварных конструкций, ра-
ботающих преимущественно на растяжение и изгиб при
статической нагрузке. Следует использовать возможно-
сти поставки проката из сталей ВСтЗ, 09Г2С, 14Г2, диф-
ференцированных по группам прочности с повышенными
расчетными сопротивлениями, но с меньшим интервалом
толщин.
Для упомянутых выше конструкций, в которых отсут-
ствуют сварные соединения, а также для сварных кон-
струкций, работающих преимущественно на сжатие при
статической нагрузке, можно использовать марки стали
по табл. 19.1, а также сталь марки ВСтЗкп с толщиной
проката 4—100 мм и выше. Категорию стали, определя-
ющую набор нормируемых показателей свойств, вклю-
чая ударную вязкость, уточняют в зависимости от кон-
кретных условий ее работы, в том числе климатических.
Выбирая толщину проката, нужно учитывать возмож-
ности его обработки при изготовлении конструкций,
— 404 —
а также снижение механических характеристик проката
большой толщины.
При конструировании жестких рамных узлов и флан-
цевых стыков, а также при применении составных сече-
ний из толстолистовой стали следует считаться с резким
ухудшением свойств стали при растяжении в направле-
нии толщины проката, а также с возможным расслоени-
ем, требуя при необходимости более полного контроля
используемого при изготовлении проката.
19.3. НАГРУЗКИ И ВОЗДЕЙСТВИЯ
Нагрузки и воздействия на многоэтажные здания оп-
ределяются на основании задания на проектирование,
СНиПа [8], руководств и справочников.
19.3.1. Постоянные нагрузки. Эти нагрузки практи-
чески не изменяются во времени и поэтому учитываются
во всех вариантах загружения для рассматриваемой в
расчете стадии работы конструкции.
К постоянным нагрузкам относятся вес несущих и
ограждающих конструкций, вес и давление грунтов, воз-
действия предварительного напряжения конструкций.
Постоянными можно считать условно и нагрузки от ве-
са стационарного оборудования и инженерных коммуни-
каций, имея, однако, в виду, что в некоторых условиях
(ремонт, перепланировка) они могут изменяться.
Нормативные значения постоянных нагрузок опреде-
ляются по данным о весе готовых элементов и изделий
или вычисляются по проектным размерам конструкций
и плотности материалов (табл. 19.2); плотности, равной
1 кг/м3, соответствует удельный вес, равный 9,81 Н/м3~
«0,01 кН/м3.
Нагрузка от веса несущих стальных конструкций.
Эта нагрузка зависит от вида и размеров конструктивной
системы, прочности используемой стали, приложенных
внешних нагрузок и других факторов.
Нормативная нагрузка от веса несущих конструкций
из стаЛи ВСтЗ, выражаемая в кН/м2 площади перекры-
тий, определяется по формуле
g «0,1 4-0,03 И+ /г(Я/Л)ш0Ц1 +0,01/7), (19.1)
где Н, L — соответственно высота и меньший из габаритных разме-
ров здания в плане, м; q — нормативное значение суммы постоянной
(кроме веса несущих конструкций) и вертикальной временной на-
грузок на здание, отнесенной к площади всех перекрытий (q«6...
...10 кН/м2); w0 — нормативное ветровое давление для района стро-
— 405 —
Таблица 19.2. Плотность материалов для несущих
и ограждающих конструкций
Материал Плотность, кг/м3 Материал Плотность, кг/м3
Бетоны, растворы (штукатурки) Изоляционные материа- лы и изделия
1. Тяжелый бетон на гравии или щебне из природного камня 2. Легкий бетон на пористом заполнителе (керамзите-, перлито-, шлакобетон и др.) 3. Раствор: цементно-песчаный известково-песча- ный 4. Раствор цементный с пористым заполни- телем 5. Раствор гипсовый, плиты гипсовые 6. Листы гипсовые (сухая штукатурка) Кирпичная клад цементно-песчаном 7. Из сплошного кир- пича, глиняного или силикатного 8. Из пустотного кир- пича плотностью 1400 кг/м3 Металлы 9. Алюминиевые сплавы 10. Сталь 2300 600—1800 2000 1700 1000—1400 1200 900 ка на растворе 1900 1500 2700 7850 11. Особо легкий бетон, поризован- ный или ячеистый 12. Пенополисти- рол 13. Пенополиуре- тан 14. Пеностекло 15. Стекловолок- нистые плиты и маты 16. Мииераловат- ные плиты: мягкие полужесткие и жесткие 17. Древесноволок- нистые и цемент- но-фибролитовые плиты Другие мате/ и издели 18. Асбестоцемент- ные листы 19. Асфальтобетон 20. Линолеум по- ливинилхлорид- ный 21. Стекло окон- ное 300—500 40 40; 60; 80 200; 300; 400 50; 75 50; 75 100; 125; 150 300—500 шалы я 2000 2100 1600; 1800 2500
Примечания: 1. Плотность материалов дана с учетом естествен-
ной пористости, в сухом состоянии. Для учета влажности материа-
лов в условиях эксплуатации табличные значения следует увеличить:
в пп. 1, 7, 8, 14,18 —на 3 %; в пп. 3, 5, 6, 13, 15, 16 —на 5%; в пп.
2, 4, 12—на 10 %; в пп. 11, 17—на 15 %. 2. Плотность железобетона
принимается по плотности бетона, увеличенной на 100 кг/м3 (точнее,
на 60 кг/м3 в расчете на 1 % содержания арматуры в бетоне),
— 406 —
ительства, принимаемое по СНиПу [8], кН/м2; для обычных
рамных систем, 1,5 для систем с внешней пространственной ра-
мой и секционно-рамных систем (см. рис. 20.1), &«2 для связевых
систем с решетчатыми стальными диафрагмами или внутренним ство-
лом в виде стальной пространственной фермы (см. рис. 20.2, а, б),
для связевых систем с внешним стволом (см. рис. 20.2, в).
При расчете ригелей и балок перекрытий учитывает-
ся часть нагрузки g, равная (0,3+6/тэт)£ для рамных
систем и (0,24-4/тэт)§ для связевых систем, где тэт —
число этажей здания (тэт>20).
Для несущих конструкций из стали марки ВСтЗ с рас-
четным сопротивлением R и более прочной стали с рас-
четным сопротивлением R' нагрузка от их веса опреде-
ляется соотношением
g* = ag + (l — «)g (0,3+ 0,7/?//?'),
где a — доля конструкций из стали марки ВСтЗ.
Нагрузка от веса стен и перекрытий. Нормативное
значение веса 1 м2 стены или перекрытия приближенно
составляет, кН/м2: а) для наружных стен из облегченной
кладки или бетонных панелей 2,5—5, из эффективных па-
нелей 0,6—1,2; б) для внутренних стен и перегородок на
30—50 % меньше, чем для наружных; в) для несущей
плиты перекрытия вместе с полом при использовании
железобетонных панелей и настилов 3—5, при исполь-
зовании монолитных плит из легкого бетона по стально-
му профилированному настилу 1,5—2, с добавлением при
необходимости нагрузки от подвесного потолка, равной
0,3—0,8 кН/м2.
При вычислении расчетных нагрузок от веса много-
слойных конструкций принимают, если необходимо, свои
коэффициенты надежности по нагрузке для разных
слоев. Нагрузку от веса стен и постоянных перегородок
учитывают по фактическому ее положению. Если сбор-
ные элементы стен прикрепляются непосредственно к
колоннам каркаса, то при расчете перекрытий вес стен
не учитывается.
При расчете нагрузки от веса переставляемых пере-
городок ее прикладывают к элементам перекрытия в на-
иболее неблагоприятном для них положении. При рас-
чете колонн эта нагрузка обычно осредняется по площа-
ди перекрытий.
Нагрузки от веса перекрытия распределены почти
равномерно и при расчете элементов перекрытия и ко-
лонн собираются с соответствующих грузовых площадей.
— 407 —
В современных многоэтажных зданиях со стальным
каркасом интенсивность суммы нормативных нагрузок
от веса стен и перекрытий, отнесенная к 1 м2 перекры-
тий, ориентировочно равна 4—7 кН/м2. Отношение сум-
мы постоянных нагрузок здания (включая собственный
вес стальных конструкций, плоских и пространственных
стальных ферм жесткости) к его объему изменяется
в пределах от 1,5 до 3 кН/м3.
19.3.2. Временные нагрузки. К этим нагрузкам отно-
сятся нагрузки на перекрытия, снеговые, ветровые и др.
Временные нагрузки на перекрытия. Нагрузки на пе-
рекрытия, обусловленные весом людей, мебели и проче-
го легкого оборудования, устанавливаются в СНиПе
[8] в виде эквивалентных нагрузок, равномерно распре-
деленных по площади помещений. Их нормативные зна-
чения для жилых и общественных зданий составляют,
кН/м2: в основных помещениях 1,5—2; в залах 2—4;
в вестибюлях, коридорах, лестницах 3—4; коэффициен-
ты надежности по нагрузке равны 1,2; 1,3.
Согласно пп. 3.8, 3.9 СНиПа [8] временные нагрузки
принимаются с учетом понижающих коэффициентов
Флц Фа, (при расчете балок и ригелей) и фЯ1, фП2 (при
расчете колонн и фундаментов). Коэффициенты фП1,
фп2 относятся к сумме временных нагрузок на несколь-
ких перекрытиях и учитываются при определении про-
дольных сил. Узловые изгибающие моменты в колоннах
следует принимать без учета коэффициентов ф,?1, фП2,
так как основное влияние на изгибающий момент оказы-
вает временная нагрузка на ригелях одного примыкаю-
щего к узлу перекрытия.
Рассматривая возможные схемы расположения вре-
менных нагрузок на перекрытиях зданий, в проектной
практике обычно исходят из принципа наиболее небла-
гоприятного загружения. Например, для оценки наи-
больших пролетных моментов в ригеле рамной системы
учитывают схемы шахматного расположения временных
нагрузок; при расчете рам, стволов жесткости и фунда-
ментов принимают во внимание не только сплошное за-
гружение всех перекрытий, но и возможные варианты
частичного, в том числе одностороннего, загружения. Не-
которые из таких схем очень условны и приводят к неоп-
равданным запасам надежности конструкций и основа-
ний.
Снеговая нагрузка, определяемая по указаниям
— 408
СНиПа [8], имеет в основном значение для конструкций
покрытия и мало влияет на суммарные усилия в ниже-
расположенных конструкциях.
Ветровая нагрузка. Работа конструкций многоэтаж-
ного здания, их жесткость, прочность и устойчивость
существенно зависят от правильности учета ветровой на-
грузки.
Согласно СНиПу [8] расчетное значение средней (ста-
тически действующей) составляющей ветровой нагрузки,
кН/м2, определяется по формуле
w (г) — w0 у/ kz с = Wp (г) с, (19.2)
где tt>o — нормативное ветровое давление, кН/м2, на высоте 10 м
над поверхностью земли; у/= 1,4 — коэффициент надежности по на-
грузке; kz — коэффициент изменения ветрового давления, зависящий
от высоты z над поверхностью земли и типа местности; с — аэроди-
намический коэффициент; шр(г)=шоу/йг— расчетное ветровое дав-
ление на уровне г.
В практических расчетах [2, 11] нормативную эпюру
коэффициента kz заменяют трапециевидной с нижней
и верхней ординатами Ан, йв, определяемыми из условий
эквивалентности эпюр по моменту и поперечной силе
в нижнем сечении здания. С погрешностью не более 3 %
ординату kH можно считать фиксированной и равной нор-
мативной (0,75 для местности типа А, 0,5 для местности
типа В, 0,4 для местности типа С), ордината kB в зави-
симости от высоты здания и типа местности принимает
следующие значения:
Н, м . . 20 40 60 100 150 200 250 350
тип А . . 1,11 1,55 1,83 2,25 2,62 2,92 3,14 3,52
тип В . . 0,74 1,10 1,36 1,75 2,14 2,45 2,68 3,18
тип С . • 0,47 0,73 0,96 1,34 1,68 1,98 2,22 2,69
Ордината на уровне z равна — /?н+ (йв—-ka) (zjH).
В здании ступенчатой формы (рис. 19.1) нормативная
эпюра приводится к трапециевидной по отдельным зо-
нам разной высоты, отсчитываемой от низа здания. Воз-
можны способы приведения и с иным членением здания
на зоны.
При расчете здания в целом средняя составляющая
ветровой нагрузки, кН, в направлении осей хну (рис.
19.2) на 1 м высоты определяется как результирующая
аэродинамических сил, действующих в этих направлени-
ях, и выражается через коэффициенты общего сопротив-
ления сх, Су и горизонтальные размеры В, L проекций
— 409 —
Рис. 19.1. Нормативная (сплошная линия) и эквивалентные (/, 2)
эпюры коэффициента k.
здания на плоскости, перпендикулярные соответствую-
щим осям:
шж(г) = шр(г)сх-1-В; 1
- { (1У.о)
Wy(z) = Wp(z) Cy-l-L. I
Для здания призматической формы с прямоугольным
планом при угле скольжения £=0 коэффициент cy—S),
а сх определяется по табл. 19.3, составленной с учетом
данных зарубежных и отечественных исследований
и норм. Если 0 = 90°, то Сх = 0, а значение су находят по
той же таблице, поменяв местами обозначения В, L на
плане здания.
Таблица 19.3. Значения коэффициента
общего сопротивления сх при р=0
ВЦ.
Значения сх при HfL
0,25
0,5
1
2
4
0,25 0,5 1
1,1 1,1 1,1
1,1 1,2 1,2
1,2 1,25 1,3
1.2 1.2 1,25
1,1 1,2 1,25
2 5 10
1,1 1,2 1,2
1,3 1,4 1,4
1,3 1,4 1,5
1,3 1,4 1,4
1,25 1,3 1,3
— 410 —
Рис. 19.2. Схема ветровой нагрузки на здание
Значения сх, cv для 0=45° приведены в виде дроби
в табл. 19.4, при этом более длинной считается сторона
плана В, перпендикулярная оси х. Вследствие неравно-
мерного распределения давления ветра на стены при {3=
=45° и В)1.'^‘2 следует учитывать возможный аэроди-
намический эксцентриситет в приложении нагрузки wx,
— 411 —
Таблица 19.4. Значения коэффициентов
общего сопротивления cx=cv при р=45°
B/L Значения сх,с у при H/L
0,25 0,5 1 2 5 10
1 0,9/0,9 0,9/0,9 1/1 1/1 1,1/1,1 1,1/1,1
4 1/1 1,1/1 1,2/1 1,2/1 1,2/1 1,2/1
перпендикулярной более длинной стороне, равный 0,15 В,
а также соответствующий крутящий момент, интенсив-
ность которого, кН-м на 1 м высоты, определяется фор-
мулой
откр = (Z) о, 15В = 0,15 й/р (г) Сх В2,
где Сх принимается по табл. 19.3.
Если на здании есть лоджии, балконы, выступающие
вертикальные ребра, то к нагрузкам wx, wy следует до-
бавить силы трения на обеих стенах, параллельных оси
х. у:
прир = О &wx = 0,1шр (г) Ц
при р = 90° Дгиу => 0,1 цур (г) В.
При р = 45° эти силы действуют только в плоскости
наветренных стен, и вызываемые^ ими крутящие момен-
ты с интенсивностью ткр =0,05 wp(z)LB уравновешива-
ются. Но если одна из наветренных стен гладкая, то нуж-
но учесть момент тКр от сил трения на другой стене.
Аналогичные условия возникают при [3«5...10°
->0), р«80...85° (Доух->0).
Если геометрический центр плана здания не совпа-
дает с центром жесткости (или центром кручения) несу-
щей системы, то в расчете нужно учесть дополни-
тельные эксцентриситеты приложения ветровых нагру-
зок.
Ветровую нагрузку на элементы наружной стены и ри-
гели связевых и рамно-связевых систем, передающие
давление ветра от наружной стены на диафрагмы и ство-
лы жесткости, определяют по формуле (19.2), пользу-
ясь коэффициентами давления с+, с~ (положительное
давление направлено внутрь здания) и нормативными
значениями kz. Коэффициенты давления для зданий
с прямоугольным планом равны (с некоторым уточнени-
— 412 —
ем данных СНиП [8]) :
при р = 0 с+ = 0,8; сх = 0,8 —
при р = 90° < = 0,8; с~ = 0,8 —
при Р = 45° с+ = с+ = л у с~ — 0,5 — сх,
~°’5; Су =
где Сх, Су учитываются для соответствующих значений р.
При р=0 для обеих стен, параллельных потоку ветра,
принимаются значения с^, равные:
при H/L 0,25 0,5 I >2
» B/L<\ —0,4 —0,5 —0,6 —0,7
» B!L>2 —0,5 —0,6 —0,7 —0,8
Эти же данные используют при 0 — 90° для поме-
няв местами обозначения В, L на плане здания.
Для расчета того или иного элемента следует выбрать
наиболее неблагоприятные из приведенных значений
с+ и с~ и увеличить их по абсолютной величине на 0,2
для учета возможного внутреннего давления в здании.
Необходимо считаться с резким возрастанием отрица-
тельных давлений в угловых зонах зданий (см. п. 6.6
СНиПа [8]), где с~ =—2, особенно при расчете облег-
ченных стен, стекла и их креплений; при этом ширину
зоны по имеющимся данным следует увеличить до 4—5 м,
но принимать не более 1/10 длины стены.
Влияние окружающей застройки и усложнения фор-
мы зданий на аэродинамические коэффициенты устанав-
ливается экспериментально.
При действии ветрового потока возможны два типа
колебаний: 1) боковое раскачивание аэродинамически
неустойчивых гибких зданий (вихревое возбуждение вет-
рового резонанса зданий цилиндрической, призматичес-
кой и слабо пирамидальной формы; галопирование зданий
плохо -обтекаемой формы, связанное с резким изме-
нением боковой возмущающей силы при малых измене-
ниях направления ветра и с неблагоприятным соотноше-
нием жесткостей здания при изгибе и кручении); 2) ко-
лебания здания в плоскости потока при пульсационном
воздействии порывистого ветра. Колебания первого типа
могут быть более опасными, особенно при наличии сосед-
них высоких зданий, но методы их учета разработаны
— 413 —
Рис. 19.3. Изменение мгновенных значений скорости ветра во вре-
мени
1 — плотность распределения пульсаций скорости
недостаточно, и для оценки условий их возникновения не-
обходимы испытания крупных аэроупругих моделей.
Пульсационная составляющая ветровой нагрузки при
колебаниях здания в плоскости потока зависит от измен-
чивости пульсаций скорости vn, характеризуемой стан-
дартом (jv (рис. 19.3). Ветровое давление в момент вре-
мени t при плотности воздуха р
1 1 / 2»п \
W (0 = — Р (» + Сц)2 « — ри2 И + —=- ) = ©о (1 -Н),
где w0=(l/2)pv2 — средняя составляющая ветрового давления; £=
= 2vn/u — коэффициент пульсации.
В СНиПе [8] для учета крайних значений пульсаций
принято уп = 2,5 Оу, что соответствует (при нормальной
функции распределения) вероятности превышения при-
нятой пульсации в произвольный момент времени около
0,006.
Наибольший вклад в динамические усилия и переме-
щения вносят пульсации, частота которых близка или
равна частоте собственных колебаний системы. Возника-
ющие инерционные силы и определяют пульсационную
составляющую ветровой нагрузки, кН/м2, учитываемую
согласно СНиПу [8] в предположении, что форма собст-
венных колебаний здания описывается прямой линией
®п(г) = w (//)£(//) gvx (г), (19.4)
где w(H), £(Н)—соответственно средняя составляющая ветровой
нагрузки, определяемая по формуле (19.2), и коэффициент пульса-
ции давления ветра для верха здания; g — коэффициент динамично-
сти, зависящий от частоты ft первой формы собственных колебаний
и логарифмического декремента; v —понижающий коэффициент (для
— 414 —
высотных зданий примерно равен 0,4—0,6), учитывающий случайный
характер распределения пульсаций и соответствующих аэродинами-
ческих сил на поверхностях зданий больших размеров; x(z) =
= 1,4(г/Я)—коэффициент формы собственных колебаний, одновре-
менно учитывающий повышение коэффициента пульсации от верха
здания к поверхности земли.
Поскольку погрешность в оценке fi незначительно
влияет на g, можно рекомендовать для стальных рамных
каркасов /1^10/тэт, Гц, а для связевых и рамно-связе-
вых каркасов с железобетонными диафрагмами и ство-
лами жесткости fi«16/m9T Гц, где тЭ1-— число этажей
здания.
Суммарная ветровая нагрузка на здание постоянной
ширины имеет трапециевидную эпюру с ординатами,
кН/м2:
при г = Н w (Я) — w (Я) + о>п (Я) = w (Я) (1 4~ 1 >Н (Я) £v);
при z = 0 w (0) = w (0). (19.5)
Аналогично для суммарной ветровой нагрузки на та-
кое здание в направлении осей х, у можно записать,
кН/м:
при z = Я wx(H) =®Х(Я)(1 + 1,4£ (Я) £v),
шг/(Я) = ^(Я)(1 + 1,4С(Я)^); (19.6)
'при z = 0 wx (0) = wx ('), Wy (0) = wy (0).
Ускорение горизонтальных колебаний верха здания,
необходимое для расчета по второй группе предельных
состояний (см. п. 19.4), определяется делением норма-
тивного значения пульсационной составляющей (без уче-
та коэффициента надежности по нагрузке) на соответст-
вующую массу. Если расчет ведется на нагрузку ux(z),
кН/м (см. рис. 19.2), то
fl = 1,4^(Я)иЯ)|ух
yj М ’
где wx(H)=woytkBcxB; M=mBL/h — масса, отнесенная к 1 м высо-
ты здания;‘h — средняя высота этажа.
Значение т оценивается делением суммы постоянных
нагрузок и 50 % временных вертикальных нагрузок, от-
несенных к 1 м2 перекрытия, на ускорение свободного
падения.
Ускорения от нормативных значений ветровой нагруз-
ки превышаются в среднем раз в 5 лет. Если признается
возможным снизить период повторяемости до года (или
— 415 —
месяца), то для значения нормативного ветрового дав-
ления Wo вводится коэффициент 0,8 (или 0,5).
Сейсмические воздействия. Для строительства много-
этажных зданий в сейсмических районах несущие конст-
рукции необходимо рассчитать как на основные сочета-
ния, состоящие из обычно действующих нагрузок (вклю-
чая ветровую), так и на особые сочетания с учетом
сейсмических воздействий (но исключая ветровую на-
грузку). При расчетной сейсмичности более 7 баллов
расчет на особые сочетания нагрузок является, как пра-
вило, определяющим.
Расчетные сейсмические силы и правила их совмест-
ного учета с другими нагрузками принимаются по
СНиПу. С увеличением периода собственных колебаний
здания сейсмические силы, в отличие от пульсационной
составляющей ветровой нагрузки, снижаются или не из-
меняются.
Температурные воздействия. Изменение температуры
окружающего воздуха и солнечная радиация вызывают
температурные деформации элементов конструкции:
удлинение, укорочение, искривление.
На стадии эксплуатации многоэтажного здания тем-
пература внутренних конструкций практически не изме-
няется. Сезонные и суточные изменения температуры на-
ружного воздуха и солнечной радиации влияют прежде
всего на наружные стены. Если их прикрепление к кар-
касу не препятствует температурным деформациям сте-
ны, то каркас не будет испытывать дополнительных уси-
лий. В случаях, когда основные несущие элементы (на-
пример, колонны) частично или полностью вынесены за
грань наружной стены, они непосредственно подвергают-
ся температурным климатическим воздействиям, кото-
рые необходимо учесть при проектировании каркаса.
Температурные воздействия на стадии возведения или
принимают с грубыми допущениями из-за неопределен-
ности температуры замыкания конструкций, или прене-
брегают ими, учитывая снижение во времени вызванных
ими усилий вследствие неупругих деформаций в узлах
и элементах несущей системы.
Влияние температурных климатических воздействий
на работу несущей системы в многоэтажных зданиях
с металлическим каркасом изучено недостаточно.
— 416 —
19.4. ОСОБЕННОСТИ РАСЧЕТА КОНСТРУКЦИЙ
МНОГОЭТАЖНЫХ ЗДАНИЙ ПО ПРЕДЕЛЬНЫМ СОСТОЯНИЯМ
Предельные состояния в зависимости от их влияния
на эксплуатационную пригодность конструкций и осно-
ваний подразделяются на две группы:
первая группа — по потере несущей способности
и (или) непригодности к эксплуатации;
вторая группа — по непригодности к нормальной экс-
плуатации.
19.4.1. Первая группа предельных состояний. Потеря
устойчивости положения проверяется для здания в целом.
Необходим расчет на опрокидывание здания при небла-
гоприятном сочетании максимально возможной горизон-
тальной нагрузки с вертикальной нагрузкой (минималь-
ной, полной или частичной). При этом моменты от
вертикальных нагрузок следует определять с учетом влия-
ния крена фундамента и общей деформации несущей
системы. Эта проверка сочетается с анализом несущей
способности основания, с тем чтобы исключить опроки-
дывание фундамента и его сдвиг (по подошве и глубин-
ный).
Потеря устойчивости формы равновесия проверяется
в соответствии с требованиями СНиПа [10] для конструк-
тивной системы в целом и для отдельных ее элементов
и частей (например, диафрагмы, яруса колонн) с при-
влечением методов строительной механики.
Расчетные длины элементов устанавливаются, как
правило, из анализа упругой устойчивости системы при
узловой вертикальной нагрузке. Для уточнения внутрен-
них усилий в системе иногда используется ее расчет по
деформированной схеме, соответствующей реально рас-
пределенным расчетным вертикальным и горизонталь-
ным нагрузкам.
Проверка прочности конструкций выполняется для
их расчетных сечений по всем элементам, узлам и сое-
динениям. В соответствии со СНиПом [10] учитывается
упругая или (при известных ограничениях) упругоплас-
тическая работа материала. В необходимых случаях
вводятся коэффициенты условий работы.
19.4.2. Вторая группа предельных состояний. По вто-
рой группе предельных состояний несущие конструкции
рассчитывают, чтобы ограничить перемещения и колеба-
ния, затрудняющие условия жизни и деятельности лю-
27—799
— 417 —
Рис. 19.4. Перекос ячеек в
плоскости связевой системы от
горизонтальной нагрузки
дей и нормальную эксплуатацию технических устройств
(например, лифтов), снижающие долговечность и экс-
плуатационные качества ограждающих конструкций
(внешний вид, звуко- и теплоизоляция) и влияющие на
работу конструктивной системы и ее элементов. Предель-
но допустимые значения перемещений и характеристик
колебаний устанавливаются СНиПом [9] и специальными
техническими условиями.
При проектировании необходимо проверить: а) вер-
тикальные статические прогибы элементов перекрытий;
б) динамические перемещения конструкций, возбуждае-
мые при работе оборудования, в соответствии с требова-
ниями санитарных норм; в) общий горизонтальный про-
гиб конструктивной системы и перекос отдельных ее яче-
ек; г) линейные горизонтальные ускорения колебаний,
вызываемых действием ветра.
Проверка горизонтального прогиба верха здания от
средней составляющей нормативной ветровой нагрузки
служит инженерной оценкой общей жесткости несущей
системы, а также косвенно ограничивает возможное не-
благоприятное влияние ее деформированной схемы на
внутренние усилия. В СНиПе [9] установлено предельно
допустимое значение прогиба в долях от высоты здания
[Д]=///500, при этом расчетный прогиб вычисляется без
учета жесткости заполнения стен и перегородок.
Перекос (точнее, тангенс угла перекоса у) ячеек меж-
ду соседними ригелями, колоннами, диафрагмами зави-
сит от компоновки и характера работы всей несущей си-
стемы (см., например, связевую систему со сплошными
диафрагмами на рис. 19.4). Для стен и перегородок, за-
полняющих ячейки, перекос является вынужденным де-
формационным воздействием, вызывающим смещение то-
чек их прикрепления, изменение условий опирания
и размера стыковых зазоров и дополнительные внутрея-
— 418 —
ние усилия. В результате этого в стенах и перегородках
появляются трещины, расстраиваются стыки, разруша-
ются и выпадают стекла. Поэтому перекос должен быть
ограничен предельным значением [у], зависящим от ма-
териала и конструктивного решения стен и перегородок.
В СНиПе [9] при податливом креплении стен и перегоро-
док к каркасу здания установлено значение [у]= 1/300,
при жестком креплении к каркасу здания стен и пере-
городок из кирпича, гипсобетона, железобетонных пане-
лей [у] =1/500, а при жестком креплении к каркасу зда-
ния стен с облицовкой из естественного камня, стен из
керамических блоков и из стекла (витражи) [у] = 1/700.
Если разность деформаций ограничивающих ячейку
вертикальных элементов пренебрежимо мала (например,
в регулярных рамных системах), то указанные значения
[у] характеризуют предельные относительные горизон-
тальные смещения колонн на высоте одного этажа.
Расчетные значения перекосов допускается вычислять
только от действия средней составляющей нормативной
ветровой нагрузки, при этом предполагается, что послед-
ствия перекосов, вызванных неравномерностью дефор-
маций конструкций от вертикальных постоянных и дли-
тельных нагрузок, можно устранить при ремонте в на-
чале эксплуатации здания.
В принципе конструктивное решение стен и перегоро-
док должно быть приспособлено к основной несущей
конструкции и ее ожидаемым перемещениям (правиль-
ный выбор схемы прикрепления стеновых элементов, ха-
рактеристик податливости стыков).
Если проектом предусмотрено взаимодействие несу-
щих и ограждающих конструкций в общей работе кон-
структивной системы (например, в бескаркасных здани-
ях), то необходим полный ее расчет с определением внут-
ренних сил и проверкой прочности, устойчивости и
раскрытия трещин, в том числе для ограждающих эле-
ментов. В этом случае отпадает необходимость в огра-
ничении и проверке перекоса ячеек.
В отечественной проектной практике последних лет
линейное горизонтальное ускорение колебаний здания,
соответствующее нормативной ветровой нагрузке, прини-
мается не более [а]=0,1 м/с2. Реакция человека на
колебания индивидуальна и зависит от частоты, амплиту-
ды, формы и продолжительности колебаний, поэтому об-
щее мнение о пороге ощутимых ускорений пока не вы-
27* — 419 —
работано. В частности, исследованиями, проведенными
в связи со строительством зданий торгового центра
в Нью-Йорке, была показана возможность превышения
ускорения 0,1 м/с2 примерно 1 раз в месяц, чему соот-
ветствует ветровая нагрузка значительно меньше нор-
мативной (см. п. 19.3.2).
19.5. УЧЕТ ТРЕБОВАНИЙ К ОГНЕСТОЙКОСТИ
И КОРРОЗИОННОЙ СТОЙКОСТИ СТАЛЬНЫХ КОНСТРУКЦИЙ
Огнестойкость открытых стальных конструкций, как
правило, не удовлетворяет требованиям, установленным
для многоэтажных жилых и общественных зданий.
Защита стальных конструкций от огня обычно выпол-
няется следующими способами: 1) напылением или ошту-
катуриванием цементно-песчаными или специальными
растворами (с заполнителем из перлита, вермикулита,
асбеста, керамического волокна) с толщиной слоя 10—
60 мм; 2) облицовкой плитами из асбеста, вермикулита,
гипса толщиной 20—60 мм, бетонными плитами, кирпи-
чом.
В отдельных случаях применяется противопожарная
защита стальных колонн трубчатого сечения путем на-
полнения водой, циркулирующей в замкнутой систе-
ме [12].
Огнестойкость прочих конструкций обеспечивается
выбором соответствующих материалов, необходимой тол-
щиной изделий, обшивок, защитного слоя арматуры
и другими способами.
Коррозионный износ стальных конструкций много-
этажных зданий незначителен и не оказывает существен-
ного влияния на их долговечность. Большая часть сталь-
ных конструкций имеет мощные сечения из достаточно
толстого проката, находится внутри здания в неагрес-
сивной среде и требует лишь грунтовки. Кроме того, про-
тивопожарный защитный слой, нанесенный на стальные
элементы, обеспечивает и антикоррозионную их защиту.
Стальные конструкции, вынесенные на открытый воз-
дух, а также места их пересечений с наружными стенами
и тротуарами необходимо защищать от коррозии (обыч-
но нанесением лакокрасочных покрытий с дополнитель-
ной защитой узлов и пересечений) и применять для них
конструктивные решения с повышенной коррозионной
стойкостью — слитные обтекаемые сечения и открытые
— 420 —
узлы, не задерживающие влагу и доступные для очистки
и окраски. В некоторых случаях для таких конструкций
целесообразно применять атмосферостойкие стали, не тре-
бующие защиты от коррозии в слабоагрессивной откры-
той атмосфере.
ГЛАВА 20. КЛАССИФИКАЦИЯ
И КОМПОНОВКА
КОНСТРУКТИВНЫХ СИСТЕМ
МНОГОЭТАЖНЫХ ЗДАНИЙ
20.1. КЛАССИФИКАЦИЯ КОНСТРУКТИВНЫХ СИСТЕМ
И ОСОБЕННОСТИ ИХ РАБОТЫ
20.1.1. Классификация. Разнообразие конструктивных
систем многоэтажных зданий связано прежде всего с по-
иском рациональных схем вертикальных несущих конст-
рукций (см. п. 18.3). В зависимости от вида этих конст-
рукций различают:
1) бескаркасные системы, состоящие из пластинок
(стен), оболочек открытого и замкнутого профиля, объ-
емных тонкостенных блоков;
2) каркасные системы, состоящие из стержней;
3) смешанные системы, состоящие из элементов бес-
каркасных и каркасных систем.
Металлические несущие конструкции применяют
в каркасных и смешанных системах, обеспечивающих
большую свободу архитектурной планировки и возмож-
ность ее изменения при эксплуатации здания. Каркасные
и смешанные системы в зависимости от распределения
функций в системе для обеспечения ее пространственной
жесткости и устойчивости подразделяются на рамные,
связевые и рамно-связевые.
20.1.2. Рамные системы. Рамная система (рис. 20.1)
состоит .из жестко соединенных колонн и ригелей, кото-
рые образуют плоские и пространственные рамы, объ-
единенные перекрытиями.
Жесткость системы определяется сопротивлением всех
ее элементов, воспринимающих вертикальные и горизон-
тальные нагрузки, т. е. функции обеспечения жесткости
распределены равномерно между элементами системы.
Перемещения рамной системы от горизонтальных на-
— 421 —
Рис. 20.1. Основные рамные системы
а —обычная; б —с внешней пространственной рамой; в — секционно-рамная;
/ — колонна; 2 — ригель; 3 — плоскость одного из перекрытий; 4 — горизон-
тальные перемещения рамы; 5 — плоскость внешней грани; б — плоскость
внутренней рамной стенки
грузок складываются из перемещений общего изгиба,
обусловленных продольными деформациями колонн как
волокон защемленной в фундаменте рамной консоли,
и перемещений сдвигового характера в виде относитель-
ных смещений ярусов рамы, вызванных местным изгибом
колонн и ригелей, причем вклад сдвиговых смещений
преобладает.
Элементы и узлы рамной системы трудно поддаются
унификации, что связано со значительным изменением
внутренних усилий по высоте каркаса. Вместе с тем рам-
ная система обеспечивает равномерную передачу нагру-
зок на фундамент и хорошо согласуется с архитектурно-
планировочными требованиями.
В обычной рамной системе (рис. 20.1, а) колонны ре-
гулярно расположены по всему плану здания с шагом
6—9 м и должны иметь небольшие габариты сечений,
чтобы не стеснять внутренних помещений. В такой систе-
ме учет горизонтальных нагрузок приводит к заметному
увеличению расхода стали, поэтому в зданиях высотой
более 30 этажей подобные системы применяются редко.
В горизонтальном прогибе верха рамы сдвиговые сме-
щения составляют около 70—90 % •
— 422 —
Пространственная жесткость и эффективность рабо-
ты рамной системы существенно повышаются при раз-
мещении колонн только по контуру здания с образовани-
ем внешней пространственной рамы (рис. 20.1,6).
Система с внешней пространственной рамой исполь-
зована в США в нескольких зданиях с прямоугольным
и треугольным планом высотой 350—400 м [4]. Из-за
большой ширины зданий система дополнена внутренни-
ми колоннами, воспринимающими только вертикальные
нагрузки от шарнирно опертых перекрытий и инженер-
ного оборудования.
Основное преимущество системы с внешней простран-
ственной рамой состоит в повышении ее общей изгиб-
ной жесткости, так как при расположении колонн по кон-
туру увеличивается момент инерции горизонтального се-
чения каркаса, и в снижении относительной доли сдви-
говых смещений в общем прогибе каркаса до 30—40 %
в результате развития сечений ригелей и колонн в плос-
кости рамной грани, а также вследствие более частого
расположения колонн (полезная площадь помещений
при этом не уменьшается). Система отличается высокой
жесткостью при кручении. Кроме того, конструктивные
элементы внешней рамы могут выполнять функции на-
ружной стены, и для ее устройства не нужен дополни-
тельный каркас. Для системы применяются и другие на-
звания: рамная оболочка, рамная труба.
Дальнейшим развитием рамных систем является сек-
ционно-рамная система (рис. 20.1, в), структура которой
в плане напоминает обычную рамную систему, а состав-
ляющие ее плоские рамы решены как грани системы
с внешней рамой и имеют часто расположенные колонны
(шаг колонн меньше размера секции в плане). Жест-
кость этой системы по сравнению с предыдущей повы-
шается благодаря дополнительному сопротивлению внут-
ренних рам и более равномерному включению граней
внешней рамы в работу на общий изгиб. Конструкции
перекрытий в пределах отдельных секций опираются на
рамы шарнирно, имеют пролет до 15—20 м и в связи
с этим требуют повышенного расхода стали. Различные
секции системы можно завершить на разной высоте, со-
здавая ступенчатый объем здания без существенного ус-
ложнения конструкций. В литературе встречаются и дру-
гие названия системы: многосекционная коробчатая
(оболочковая) система, пучок рамных труб. Примером
— 423 —
использования такой системы служит 109-этажное зда-
ние высотой 442 м в США [4, 12].
20.1.3. Связевые системы. Связевая система в чистом
исполнении состоит из связевой конструкции и колонн,
шарнирно присоединенных к ней ригелями (рис. 20.2).
Функции обеспечения жесткости распределены в си-
стеме резко неравномерно: при действии горизонтальных
нагрузок практически вся жесткость сосредоточена в свя-
зевой конструкции, работающей по схеме защемленной
в фундаменте консоли. Колонны при условии шарнирного
их присоединения к связевой конструкции настолько сла-
бо сопротивляются горизонтальным перемещениям систе-
мы, что их вкладом в ее жесткость можно пренебречь.
Такие колонны испытывают сжатие от вертикальных на-
грузок перекрытий и стен. Колонны, которые входят в со-
став связевой конструкции, воспринимают вертикальные
и горизонтальные нагрузки, работая в качестве ее поя-
сов. Ригели несут непосредственно действующие на них
вертикальные нагрузки и испытывают небольшие про-
дольные усилия от горизонтальных нагрузок.
Перемещения связевой системы от горизонтальных
нагрузок определяются деформациями связевой конст-
рукции и носят в основном изгибный характер (рис.
20.2, а), хотя при некоторых конкретных схемах связе-
вой конструкции (диафрагмы рамного типа, фермы с от-
носительно податливой решеткой) возможны и значи-
тельные сдвиговые смещения.
Связевая система работает на горизонтальную нагруз-
ку более эффективно, чем рамная, так как большая часть
колонн освобождена от внутренних усилий изгиба и тре-
бует меньшего расхода стали. Поэтому в ней проще уни-
фицировать элементы и узлы, не входящие в связевую
конструкцию.
К основным связевым системам относятся системы
с диафрагмами, с внутренним стволом1 и с внешним
стволом (рис. 20.2, а—в).
Диафрагмы могут быть решены в виде плоских ферм,
стенок жесткости (обычно железобетонных), мощных
рам.
Внутренний ствол может иметь открытое или зам-
кнутое поперечное сечение. Если в стволе совмещаются
1 В литературе часто используют такие термины, как «ядре
жесткости», «устой», «пилон» и др.
— 424 —
Рис. 20.2. Основные связевые системы
я—с диафрагмами; б—с внутренним стволом; в —с внешним ство.
лом; 1—диафрагмы; 2 — колонны; 3— колонны-пояса диафрагмы,
ствола; 4 — ригели; 5 — плоскость одного из перекрытий; 6 — фраг-
мент расчетной схемы по внутреннему ряду колонн; 7 — горизонталь-
ные перемещения диафрагмы
функции жесткости системы и ограждения лифтовых
и коммуникационных шахт, то стенки ствола целесооб-
разно выполнять несущими железобетонными, восприни-
мающими вертикальные и горизонтальные нагрузки.
Возможно решение ствола в виде стальной пространст-
венной фермы или жесткой рамы.
Внешний ствол, охватывающий все здание, наиболее
эффективен с точки зрения обеспечения жесткости систе-
мы и восприятия горизонтальных нагрузок. В США по-
строено несколько зданий высотой 26—100 этажей [4, 12]
с внешним стволом в виде пространственной стальной
фермы (рис. 20.2, в), элементы которой выделены на
фасаде. Внутренний каркас из ригелей и центрально-
сжатых колонн поддерживает перекрытия и ненесущие
стенки лифтовых шахт.
Кроме основных связевых систем применяются и их
разновидности, сочетающие различные связевые конст-
рукции (рис. 20.3). При проектировании подобных си-
стем важно установить целесообразное распределение
материала между связевыми конструкциями системы, от-
вечающее нормативным требованиям к ее жесткости
и несущей способности. В системе с внутренним и внеш-
ним стволами (рис. 20.3, в) можно увеличить пролет
перекрытия и обойтись без внутренних колонн, переда-
вая все вертикальные нагрузки на связевые конструкции
и обеспечивая повышенную гибкость в использовании
помещений; при этом внешний ствол частично выполня-
ет функции наружной стены, а внутренний служит ог-
раждением лифтовой шахты. Такая система рациональ-
на для каркасов общественных зданий и неоднократно
применялась в различных странах для строительства
зданий высотой 40—70 этажей.
20.1.4. Рамно-связевые системы. Основные рамно-свя-
зевые системы аналогичны по своей схеме связевым (см.
рис. 20.2 и 20.3), но отличаются от них рамным соедине-
нием колонн и ригелей, не входящих в св язевую конст-
рукцию.
Функции обеспечения жесткости системы распреде-
лены между ее связевой и рамной частями, однако
в большинстве случаев соотношение жесткостей в систе-
ме таково, что ее связевая часть воспринимает 70—90 %
горизонтальных нагрузок.
Большинство высотных зданий, построенных в Мос-
кве в начале 50-х гг., имеют каркас рамно-связевой си-
— 426 —
стемы с жестким соединением ригелей и колонн. Момен-
ты от горизонтальной нагрузки в узлах такого каркаса
намного меньше, чем в чисто рамной системе, что облег-
чает унификацию узлов и ригелей. Однако узлы доволь-
но сложны и трудоемки в изготовлении и монтаже. По-
этому в дальнейшем были разработаны рамно-связевые
системы с примыканием ригеля к колонне, рассчитан-
ным на восприятие 1/10—1/5 части полного балочного
момента ригеля и допускающим образование шарнира
пластичности. Переход к таким примыканиям облегчил
унификацию узлов и ригелей и способствовал широкому
распространению рамно-связевой системы в строительст-
ве московских 20—30-этажных зданий.
Известны и другие рамно-связевые системы: 1) с же-
сткими включениями в виде сплошных панелей или свя-
зевых ячеек; 2) с горизонтальными поясами жесткости
в виде связевых ферм, решетчатых ригелей, балок-сте-
нок; 3) с пространственными ростверками из решетчатых
или сплошных элементов. Они могут быть образованы
на основе любой из рассмотренных выше систем.
На рис. 20.4 показаны рамно-связевые системы с же-
сткими включениями. Отдельно расположенные жесткие
включения слабо влияют на общий характер работы си-
стемы, но способствуют снижению сдвиговых смещений.
Если жесткие включения составляют геометрически не-
изменяемую конфигурацию, то жесткость системы в це-
лом существенно повышается.
Возможные варианты рамно-связевых систем с гори-
зонтальными поясами жесткости приведены на рис. 20.5.
Пояса жесткости, дополняющие обычную рамную систе-
му, снижают ее горизонтальные перемещения в результа-
те повышения сопротивления относительному сдвигу
смежных колонн и перекосу ячек рамы и приближают
эпюру осевых деформаций при общем изгибе системы
к линейной. В производственных и общественных здани-
ях с увеличенными пролетами поясами жесткости явля-
ются решетчатые ригели высотой в этаж (рис. 20.5,6),
имеющие в местах проемов рамные вставки. При одина-
ковом расположении ригелей в соседних рамах (схема
7) чередуются этажи с большой свободной площадью
и стесненными условиями. Этот недостаток устраняется
при шахматном расположении ригелей (схема 7/), кото-
рое обеспечивает на всех этажах достаточно крупные по
размерам помещения в результате поочередного опира-
— 427 —
Рис. 20.4. Рамно-связе-
вые системы с жесткими
включениями
Рис. 20.5. Рамно-связе-
вые системы с горизон-
тальными поясами жест-
кости
а—пояса жесткости в обыч-
ной рамной системе; б —
фермы-ригели через этаж
с одинаковым (/) и шах-
матным (II) расположением
в соседних рамах; в — фер-
мы.ригели через два эта-
жа; 1—сечение блока, вос-
принимающего ветровую
нагрузку; с — ширина бло-
ка
в)
Рис. 20.6. Рамно-связевые системы с поясами жесткости и роствер-
ками
а — сочетание поясов жесткости с вертикальной диафрагмой; б —сочетание
пространственного ростверка со стволом; в, а —схемы деформирования систе-
мы соответственно без ростверка и с ростверком
428
ния плит перекрытия па верхние и нижние пояса риге-
лей и удвоения их шага. Если схема I близка по работе
к рамной системе, то схема II образует в продольном се-
чении здания пространственную конструкцию ячеистой
структуры. В условном блоке, выделенном на схеме //,
смещенные ригели разных этажей объединены жесткими
перекрытиями в непрерывную связевую конструкцию,
хорошо сопротивляющуюся горизонтальным нагрузкам,
перпендикулярным продольному сечению здания.
При высоком насыщении помещений техническими
средствами и сильно развитом инженерном оборудова-
нии, требующем осмотра, ремонта или замены, решетча-
тые пояса-ригели размещают в пределах технических
этажей пониженной высоты, следующих через два обыч-
ных этажа (рис. 20.5, в). Это дает возможность подвес-
ти все необходимые коммуникации к каждому этажу,
сверху или снизу.
Пояса жесткости и ростверки, объединенные с верти-
кальными несущими конструкциями связевых систем, об-
разуют новый вид рамно-связевых систем (рис. 20.6).
Особенность их состоит в том, что колонны, обычно не
участвующие в работе связевой системы на горизонталь-
ную нагрузку (рис. 20.6, в), с помощью пояса или рост-
верка включаются в работу всей системы. Испытывая
только продольные усилия растяжения и сжатия подоб-
но волокнам каркасной консоли, но не усилия изгиба,
как в раме, колонны уравновешивают значительную
часть общего момента от горизонтальных нагрузок и раз-
гружают основную связевую конструкцию. При этом на
30—40 % уменьшаются горизонтальные перемещения си-
стемы и резко снижаются перекосы ячеек в верхней час-
ти здания (рис. 20.6, а), неблагоприятно влияющие на
ограждающие конструкции. Подобные пояса жесткости
и ростверки целесообразны и в системах с несколькими
диафрагмами или стволами, в том числе в системе с внут-
ренним и внешним стволами, обеспечивая их взаимо-
действие, более рациональное распределение внутренних
усилий й повышение жесткости системы в целом.
20.1.5. Разновидности систем. При проектировании
каркаса не всегда сохраняются регулярность системы
и единый принцип ее построения. Возможны нарушения
регулярности системы в виде углублений и выступов
в плане, уступов по высоте, смещения осей некоторых
колонн и ригелей, изменения схемы работы системы по
— 429 —
главным направлениям плана здания, например, приме-
нение связевой схемы в поперечном направлении и рам-
ной схемы в продольном направлении или наоборот,
а также изменения схемы работы системы по высоте
здания.
На рис. 20.7 показаны примеры сочетания разных
систем по высоте здания. В схемах а — ев верхней ча-
сти каркаса применена относительно менее жесткая си-
стема. В схеме г использована идея концентрации уси-
лий от горизонтальных нагрузок в меньшем числе узлов
с более простым примыканием ригелей в остальных уз-
лах.
Интересные видоизменения систем связаны с реше-
нием перехода от каркаса к фундаменту. В ствольных
системах (рис. 20.8) главные опоры — стволы и диафраг-
мы— доходят до фундамента, а остальные конструкции
(кроме предварительно напряженных вант в схемах
ж, з) прерываются.
В системе с подвешенными перекрытиями часть вер-
тикальных нагрузок передается на ствол поэтажно,
а часть — через подвески и ростверки, создавая в ство-
ле значительные сжимающие усилия по высоте. Поэтому
эффективность системы, достигаемая при замене сжатых
колонн растянутыми подвесками из более прочных ста-
лей, снижается из-за увеличения сечения ствола и уст-
ройства ростверка; но это снижение незначительно в си-
стеме с железобетонным стволом, если его сечение не
определяется силовым расчетом или его проверка на
сжимающие напряжения не является решающей.
В системе с консольными этажами продольные силы
в верхней части ствола меньше, но повышается расход
стали на консольные балки или сжатые колонны (схе-
мы г, д').
Схемы б, д позволяют снизить усилия в узлах при-
крепления ростверков, а также удлинения или укороче-
ния вертикальных элементов, приводящие к перекосам
перекрытий, наиболее удаленных от ростверка. Послед-
ним преимуществом обладает и схема е. Идея такой схе-
мы использована в проекте 150-этажного здания, в кото-
ром внешний ствол поддерживает восемь мощных гори-
зонтальных платформ-диафрагм, на каждую из которых
(независимо от других) опираются сверху и подвешива-
ются снизу по 7—8 этажей (см. рис. 1.13 в учебном по-
собии [2]). Обзор ствольных систем дан в работах [5,6].
_ 430 —
Рис. 20.8. Ствольные системы
о, б — с подвешенными перекрытиями; в—д—с консольными этажами; е—
э—комбинированные системы (ж, з —с предварительным напряжением); 1—
вариант с попарным объединением смежных перекрытий в одну консольную
кояструкцито; 2, 3 — варианты очертания вант
в)
Рис. 20.9. Переход к фундаменту с помощью порталов
а —обычная рамная система; б — связевая или рамно-связевая система с ди-
афрагмами или внутренним стволом; в — то же, с ростверками; г — рамная
система с внешней пространственной рамой; д — секционно-рамная система,-
е — связевая система с внешним стволом в виде пространственной фермы
Схемы а — е представляют собой разновидность свя-
зевых систем, схемы ж, з подобны рамно-связевым с
ростверком (см. рис. 20.6), но вместо колонн используют
гибкие элементы, способные благодаря их начальному
— 432 —
растяжению воспринимать сжимающие усилия от гори-
зонтальных и вертикальных нагрузок и повышать жест-
кость системы. Методы предварительного напряжения
металлических конструкций могут быть эффективно ис-
пользованы и в других рассмотренных выше системах
как для несущей конструкции в целом, так и для ее от-
дельных частей и элементов: связевой конструкции, внеш-
ней стены-оболочки, перекрытий, балок, ферм.
Переход к фундаменту можно осуществить путем опи-
рания каркаса на специальный портал рамного (или
арочного) типа (рис. 20.9, а — в) или образования пере-
ходного портала из колонн верхнего строения (рис.
20.9, г — е), что усложняет конструктивное решение.
При применении ствольных систем и порталов сокра-
щается объем работ по устройству фундаментов. Их це-
лесообразно использовать в условиях стесненной город-
ской застройки, так как при этом освобождается боль-
шая часть площади по внешнему обводу здания для
пешеходов, стоянки транспорта и других целей. Однако
неудачное расположение зданий с такими системами
приводит иногда к появлению на уровне тротуаров устой-
чивых воздушных потоков, неприятных для пешеходов.
20.1.6. Области применения различных систем. На
рис. 20.10 приведены ориентировочные данные, характе-
ризующие области целесообразного применения разных
конструктивных систем. Они основаны на анализе опыта
строительства и учитывают результаты технико-экономи-
ческих оценок. Поскольку конкретные условия строи-
тельства крайне разнообразны, а конструктивные систе-
мы могут иметь те или иные особенности, этими данны-
ми нужно пользоваться с осмотрительностью. Используя
те или иные комбинации систем, дополняя их поясами
жесткости, пространственными ростверками и обеспечи-
вая лучшее взаимодействие конструкций, можно суще-
ственно расширить (на 10—30 этажей) область рацио-
нального применения той или иной исходной системы.
20.2. СОДЕРЖАНИЕ И ПРИНЦИПЫ КОМПОНОВКИ
КОНСТРУКТИВНЫХ СИСТЕМ
Компоновка системы является первым этапом ее ин-
женерного оформления и включает:
определение главных размеров системы в плане и по
высоте и их соотношений;
28—799
— 433 —
определение взаимного расположения элементов -
и подсистем (рам, стволов и т.п.) и их компоновочных
размеров (шаг и габариты сечений колонн, балок, высо1-
та этажа), согласование верхнего строения здания с фун-
даментом, размещение деформационных швов;
взаимную увязку несущих и ограждающих конструк-
ций по их функциям и размерам.
Один из основных принципов компоновки — принцип
упрощения конструктивной формы, реализация которого
обеспечивается четкостью статической и геометрической
схем, регулярностью и однородностью строения системы,
конструктивной простотой элементов и сопряжений, мак-
симальной их повторяемостью и высокой технологично-
стью, уменьшением числа вспомогательных слабо нагру-
женных элементов.
Принципы компоновки связаны и с распределением'
функций и материала в системе.
Для стен каркасных зданий характерно отделениеь
ограждающих функций от несущих функций системы1
(см. п. 18.3). В связевой системе функции обеспечения
жесткости переданы связевой конструкции и перекрыти-
ям, но отделены от остальных элементов системы. Прие-
мы компоновки с разделением функций лучше согласу-
ются с требованиями унификации конструкций; С другой
стороны, практически в любой несущей системе исполь-
зуется совмещение функций, выражающееся во взаимо^
действии подсистем,- элементов, различных материалов;
Один из важных принципов компоновки —принцип
концентрации материала, формы применения которого
различны. Так, можно перераспределить материал меж-
ду подсистемами с его концентрацией в одной‘из них
(например, в стволе), в связи с чем жесткости и несущие
функции распределяются в системе более целесообразно-’
и расход материала снижается.
Не исключены приемы компоновки с рассредоточе-
нием1 материала. Так, в каркасе с внешней пространст-
венной рамой (см. рис. 20.1,6), выделение которой в ка-
честве основной несущей подсистемы согласуется с'прин-
ципом концентрации материала, компоновка самой
рамы характеризуется почти равномерным распределе-
нием материала в ее плоскости благодаря частому шагу
колонн (1,5—3 м) и развитию высоты сечений‘ригелей;
При этом рама приближается по своей работе к оболоч-
ке и хорошо поддается внутренней типизации.
— 43'4 —
Таким образом, при компоновке конструктивной си-
стемы многоэтажного здания используются различные
принципы и приемы, которые частично вступают в про-
тиворечие, частично дополняют друг друга. Процесс
компоновки (при известных условиях и ограничениях)
характеризуется множественностью возможных решений.
Поиск оптимального решения на различных уровнях
(элемент, подсистема, система) представляет собой ин-
тересную и важную инженерную задачу.
20.3. КОМПОНОВКА КОНСТРУКТИВНОЙ СИСТЕМЫ В ПЛАНЕ
Размещение конструкций в плане во многом, зависит
от архитектурно-планировочных требований, при этом
необходимо учитывать особенности и условия работы
различных конструктивных систем.
При большой высоте здания форма его плана суще-
ственно сказывается на поведении конструкций при го-
ризонтальных нагрузках. Например, по сравнению
с круглым в плане зданием горизонтальный прогиб вер-
ха каркаса от ветра увеличивается в зданиях с другой
формой плана (при той же высоте, площади, жесткости):
квадратной — почти в 2 раза; прямоугольной при соот-
ношении сторон 2 : 1 и перпендикулярным к длинной сто-
роне потоком ветра — почти, в 3 раза. Жесткость здания
можно резко повысить, переходя от компактного плана
к расчлененному плану той же площади (см. рис. 18.2).
По условиям жесткости конструкций минимальный
габаритный размер горизонтальной проекции здания
принимается не менее Vs—Vs его высоты, где первое чис-
ло относится к обычным рамным системам, а второе —
к более эффективным системам.
20.3.1. Размещение связевых конструкций. Размеще-
ние связевых конструкций в плане можно осуществлять
по разным схемам: по контуру здания, в центре здания
и на различных участках плана.
Связевые ; конструкции по контуру здания (рис.
20.11) почти не стесняют планировку помещений, но
должны быть согласованы с решением наружной стены
и движением людских потоков (при-внешних лифтовых
стволах). Форма плана не накладывает особых ограни-
чений на применение такой схемы, тогда как размещение
в центре (рис. 20.12) характерно в основном для зданий
с компактным планом, а размещение на различных уча-
28* -435—
Рис. 20.11. Размещение связевых конструкций по контуру здания
/—диафрагма; 2 — ствол открытого сечения; 3 — ствол замкнутого сечения;
4 — контур плана здания
Рис. 20.13. Размещение связевых конструкций на различных участ-
ках плана
стках (рис. 20.13)—для зданий с протяженным или
расчлененным планом.
Связевые конструкции должны обеспечивать жест-
кость и устойчивость всей системы при изгибе в двух
главных направлениях плана и при кручении. Схемы, по-
казанные на рис. 20.11—20.13, отвечают этому условию,
кроме последней схемы рис. 20.12, в которой крестовый
ствол обладает незначительной жесткостью свободного
кручения. Аналогичный недостаток будет у системы
плоских диафрагм, если они в плане здания располага-
ются на лучах, выходящих из одного центра.
По возможности следует соблюдать симметрию в раз-
мещении и условиях загружения связевых конструкций,
чтобы снизить дополнительные воздействия от кручения
— 436 —
системы в плане и неравномерных вертикальных дефор-
маций.
Ориентация и взаимное положение связевых конст-
рукций не должны приводить к существенному стеснению
температурных деформаций горизонтальных конструк-
ций, особенно в протяженных зданиях. Если это требо-
вание не удается выполнить, то необходимо путем рас-
чета оценить усилия, возникающие из-за изменений тем-
пературы конструкций. В соответствии с принципом
концентрации материала число связевых конструкций
в здании должно быть минимально необходимым. Раз-
розненные диафрагмы целесообразно объединять, обес-
печивая их взаимодействие в составной (плоскостной или
пространственной) конструкции.
По жесткости и эффективности работы предпочти-
тельнее стволы с замкнутым поперечным сечением или
близким по форме сечением, образованным из несколь-
ких ветвей (см. первые четыре схемы на рис. 20.12).
Стволы двутаврового и крестового сечения относительно
менее жесткие, но могут быть выполнены в большинстве
случаев с глухими стенками, без проемов. Ориентиро-
вочные 1 минимальные размеры сечений связевых конст-
рукций в первом и втором районах по скоростному на-
пору ветра принимаются (обозначения см. на рис. 20.13):
для диафрагм Вл^х1тН, для стволов замкнутого сечения
где Н — высота здания. Размер Вс для ствола
двутаврового (по ширине полки) и крестового сечения
следует увеличить на 15—20 %.
По условиям прочности дисков перекрытий при дей-
ствии горизонтальных нагрузок размеры Ц (пролет дис-
ка) и £2 (вылет диска), указанные на рис. 20.13, следу-
ет ограничить. Для конструкций сборных железобетон-
ных перекрытий, применяемых для многоэтажных
зданий в Москве, рекомендуется Ц^30 м, £2^ 12 м [II].
В случаях когда здание делится деформационными
швами на отдельные отсеки (см. п. 18.3.3), связевые
конструкции компонуют отдельно для каждого отсека.
20.3.2. Сетка колонн. Сетку колонн необходимо со-
гласовать с формой плана и типом конструктивной си-
стемы. Нужно стремиться к возможно более простой сет-
1 В каждом конкретном случае размеры Вд, Вс можно устано-
вить более строго, исходя из требований по ограничению перемещений
и колебаний конструкций (см. п. 19.4).
— 437 —
ке колонн с прямоугольной'или квадратной; ячейкой, от-
вечающей требованиям унификации конструкций-и
модульности размеров (п. 18.3.1), используя осевую
и центральную симметрию, а в зданиях сложной фор-
мы — нетиповые переходные вставки. Следует избегать
сбивки осей колонн и ригелей. Большие помещения целе-
сообразно располагать в верхних этажах или в отдель-
ном пониженном объеме здания.
Примеры возможного размещения колонн в плане
показаны на рис. 20.14. В системах с диафрагмами
и стволами жесткости их расположение и сетка колонн
должны быть увязаны. В системах ж — и размещение
внешних колонн можно выбирать более свободно.
В исследованиях 40-х гг. было установлено, что оп-
тимальный по расходу стали шаг колонн составляет для
обычных рамных и рамно-связевых систем 5—6 м. Этот
шаг использовался при строительстве первых московских
высотных зданий. Однако в: последние два десятилетия
наметилась тенденция к увеличению шага колонн в об-
щественных зданиях до 9—12 м, а-также появились но-
вые схемы компоновки с пролетами перекрытий I до 18—
24 м, что обусловлено требованием ю повышению гибко-1
сти в использовании помещений..Вопрос об оптимальном
шаге колонн при различных схемах и высотах зданий
с учетом эксплуатационных затрат и затрат на все смеж-
ные конструкции требует дополнительного изучения.
20.3.3. Компоновка перекрытий. Выбор схемы пере-
крытий зависит от размера пролета и шага-колонн, фор-
мы ячейки, конструкции плиты перекрытия (см. п: 18.3.3).
Для прямоугольных и квадратных ячеек обычно ис-
пользуются схемы балочных перекрытий (рис. 20.15).
При наличии квадратной ячейки в соответствии с: усло-
виями унификации часто переходят на шахматную рас-
кладку сборных настилов в смежных ячейках, обеспечи-
вая тем самым одинаковое загружение ригелей (см. гл. 7
в Справочнике [7]). В усложненной схеме при использо-
вании жестких балок по контуру ячейки возможна про-
странственная система перекрестных балок с простым
пересечением вг разных уровнях. Дальнейшее развитие
этой идеи приводит к структурной плите перекрытия.
Условия прокладки инженерных коммуникаций могут
оказать решающее влияние на выбор схемы и компонов-
ку перекрытия [12]. Так, в варианте г (см. рис. 20.15).
относительно слабо нагруженные и более длинные вено-
438 —
Рис. 20.14. Размещение колонн в плане
а—в — в обычных рамных системах; г—е — в связевых и рамно-связевых с
диафрагмами и (или) внутренним стволом; ж, з — в системе с внешним охва-
тывающим стволам в сочетании с внутренними колоннами или внутренним
стволом; и — в секционно-рамной системе
Рис. 20.15. Компоновка ячеек балочных перекрытий
в — упрощенная схема; б—а — варианты нормальной схемы; <9 — сочетание
упрощенной и нормальной схем; е — усложненная схема; ж—к — типы сопря-
жения балок; / — ригель, главная балка (ферма); г — вспомогательная балка
(балка иастила в схемах б—д); 3—-балка настила
Рис. 20.16. Варианты компоновки перекрытия в системе с внешними
колоннами и центральным стволом
1 — горизонтальные связи
могательные балки менее выгодны, чем в вариантах
б и в, но такая схема может быть более удобной для
размещения инженерных коммуникаций в пределах уве-
личенной высоты сечений вспомогательных балок как па-
раллельно им, так и в перпендикулярном направлении
(с устройством вырезов в балке). По этим же сообра-
жениям предпочтительны сквозные балочные конструк-
ции (перфорированные балки, фермы) с сопряжением
балок по схемам ж — к на рис. 20.15.
При выборе типа сопряжения балок важно оценить,
как это влияет на высоту этажа. Если переход к более
простому сопряжению по схемам ж, и (см. рис. 20.15)
требует увеличения высоты этажа, то возрастают общая
высота и объем здания, и, следовательно, стоимость вер-
тикальных конструкций и эксплуатационные расходы.
Поэтому необходим тщательный экономический анализ
решений.
Для вариантов плана, показанных на рис. 20.16, так-
же используются преимущественно балочные схемы.
В вариантах а, б добиваются одинакового загружения
колонн, симметричных относительно диагоналей, сохра-
няя принятое расположение балок через этаж, а на ос-
тальных этажах меняют направление балок в угловых
зонах перекрытия на перпендикулярное. Варианты в, г
обладают необходимой симметрией на каждом перекры-
тии, но они сложнее в конструктивном оформлении.
В ствольных системах (см. рис. 20.8) приемы компонов-
ки перекрытий в основном сохраняются; с особенностя-
— 440 -
ми компоновки можно ознакомиться в работах [5, 6).
Колонны, недостаточно раскрепленные балками пе-
рекрытий, следует более четко фиксировать с помощью
горизонтальных связей (см. рис. 20.16,6). При нежест-
ких перекрытиях горизонтальные связи необходимы для
обеспечения неизменяемости конструкций в плане и про-
странственной работы конструктивной системы. В этом
случае их размещают через два-три этажа по контуру
перекрытий (при компактном плане) или в виде лент на
части ширины перекрытия в зданиях с протяженным
и расчлененным планом. Устройство горизонтальных
связей усложняет конструкцию, поэтому применение не-
жестких перекрытий должно быть экономически обосно-
ванно. Независимо от этого могут потребоваться вре-
менные монтажные связи (см. п. 18.1.1).
20.4. КОМПОНОВКА КОНСТРУКЦИЙ ПО ВЫСОТЕ ЗДАНИЯ
Пространственная композиция здания оказывает
большое влияние на работу конструкций при горизон-
тальных нагрузках. В зданиях ступенчатой формы (см.
рис. 18.1) уменьшение поверхности и массы верхней ча-
сти здания приводит к значительному снижению внут-
ренних усилий в конструкции и перемещений от ветро-
вых и сейсмических нагрузок. В зданиях пирамидальной
формы в результате наклона колонн внешних граней
проявляется дополнительный эффект: например, при
тангенсе угла между осью колонны и вертикалью около
1 :20 и отношении высоты к ширине основания здания
около 5—6 горизонтальный прогиб верха каркаса умень-
шается на 25—30 %. Наклон колонн усложняет конст-
рукцию, но при особых условиях строительства может
быть использован.
Горизонтальные связевые конструкции (пояса, рост-
верки; см. рис. 20.5, 20.6, 20.8) следует совмещать с тех-
ническими этажами, но использовать для этого все тех-
нические этажи не обязательно. Рациональное число
и размещение горизонтальных связевых конструкций оп-
ределяют сравнением вариантов.
Вертикальные связевые конструкции часто выполня-
ют из железобетона. Диафрагмы проектируют, как пра-
вило, сборными из плоских панелей (иногда со скрыты-
ми в них стальными колоннами) или из панелей, объеди-
ненных с элементами каркаса (рис. 20.17). Колонны
441
Рис. 20.17. Схема каркасной железобетонной диафрагмы
а — общий вид; б—г—варианты сечения стенки диафрагмы
Рис. 20.18. Схемы связевых конструкций из плоских ферм
я — консольная ферма постоянной ширины; б—то же, с уширением в ниж-
ней части здания; в — рамная ферма; г— сочетание рамной и консольной
ферм
каркасной диафрагмы могут иметь стальные сердечники;
стенка соединяется с колоннами сваркой закладных из-
делий минимум в четырех углах, вертикальные и гори-
зонтальные швы замоноличиваются. При таком решении
стенка; включается в работу всей диафрагмы при гори-
зонтальных и вертикальных нагрузках.
Сборные стволы жесткости имеют аналогичную кон-
струкцию. Часто применяют и монолитные стволы, вы-
полняемые в скользящей или переставной опалубке.
*442—
В некоторых случаях в сечение монолитных стволов
включают стальные колонны в качестве элементов жест-
кой арматуры.
Габариты железобетонных диафрагм и стволов не
меняют по высоте здания, но толщина стенки в моно-
литных стволах высотных зданий нередко принимается
переменной от 20—25 см вверху до V400—‘/200 высоты
ствола (в нижнем сечении).
Стальные связевые конструкции выполняются в виде
плоских и пространственных ферм, поясами которых
служат колонны. Иногда вместо решетки используется
сплошная стальная стенка или стенка с окаймленными
проемами.
Схемы плоских ферм показаны на рис. 20.18. Более
целесообразно применять простую схему а, если она обе-
спечивает требуемую жесткость и не приводит к чрез-
мерным усилиям в сопряжении ферм с фундаментом.
Схема г хороша тем, что увеличение жесткости достига-
ется в ней более простыми средствами. Но наибольший
интерес представляет схема на рис. 20.6, а, где жест-
кость увеличивается с помощью несложного и эффек-
тивного приема, как и в системе с ростверком, — вклю-
чением в работу крайних колонн.
Пространственные связевые стволы получаются объ-
единением плоских ферм-граней. В здании с нескольки-
ми стволами они могут быть соединены в общую систему
пространственным ростверком.
Стальные связевые конструкции требуют большего
расхода стали по сравнению с железобетонными, но в со-
четании с легкими ненесущими ограждающими стенка-
ми они приводят к достаточно экономичным по стоимо-
сти решениям, поскольку при этом существенно снижа-
ются вертикальные нагрузки и облегчаются конструкции
и фундаменты.
Решетка стальных связевых ферм образуется риге-
лями и раскосами (рис. 20.19). Поскольку направление
горизонтальных нагрузок может изменяться, раскосы
при любой схеме решетки должны воспринимать и рас-
тягивающие, и сжимающие усилия. Это касается и кре-
стовой решетки. Если ее раскосы проектировать, как
обычно, гибкими, они могут получить начальное выпучи-
вание от вертикальных нагрузок вследствие обжатия
колонн, что приведет при горизонтальной нагрузке к до-
полнительным сдвиговым смещениям панелей фермы до
— 443
Рис. 20.19, Решетка вертикальных связей
а — треугольная; б — раскосная; в, г — полураскосная; &, в— крестовая; ж —
ромбическая; з, и — неполная
момента включения выпучившегося раскоса в работу на
растяжение.
Наибольшие возможности для устройства оконных
и дверных проемов дает неполная решетка по схемам
з, и, наименьшие — крестовая по схеме е; другие схемы
занимают промежуточное положение.
Треугольная и раскосная решетки наиболее просты,
ромбическая и неполная по схеме з — наиболее сложны.
В наименьшей степени требованиям жесткости отве-
чает неполная решетка, так как она не образует геоме-
трически неизменяемой схемы, а это приводит к изгибу
колонн и ригелей при работе фермы на горизонтальную
нагрузку. По влиянию на общую жесткость связевой
фермы другие схемы решетки мало отличаются.
Укорочение колонн в пределах высоты этажа от дей-
ствия продольных сжимающих сил вызывает изменение
длины раскосов и дополнительные напряжения в них
(см. п. 22.2). Если связевую ферму рассматривать неза-
висимо от других конструкций здания, то наибольшие
дополнительные напряжения возникнут в раскосах кре-
— 444 —
стовой решетки, так как ригель препятствует взаимному
горизонтальному смещению узлов фермы и укорочение
колонн вынуждает укорачиваться и раскосы. В треуголь-
ной и раскосной решетках укорочение колонн может осу-
ществиться без изменения длины раскоса, но с отклоне-
нием колонн от вертикали, причем в ферме с раскосной
решеткой отклонение колонн происходит в одном направ-
лении, накапливаясь по высоте здания, что является не-
достатком этой схемы. В раскосах треугольной решетки
возникают лишь небольшие продольные силы из-за со-
противления колонн изгибу и жесткости узлов. Изгиб-
ная жесткость колонн влияет на работу ромбической ре-
шетки, а изгибная жесткость ригелей — на работу полу-
раскосной решетки.
Для связевой фермы, находящейся в системе конст-
рукций здания, дополнительные напряжения в раскосах
будут зависеть от степени стеснения горизонтальных
смещений узлов и отклонений колонн от вертикали дру-
гими конструкциями (колоннами, связевыми конструк-
циями, стенами), объединенными с рассматриваемой
фермой горизонтальными дисками перекрытий.
По комплексу различных показателей наиболее целе-
сообразны треугольная и полураскосная решетки. Хотя
полураскосная решетка несколько сложнее и деформа-
тивнее, она более экономична по расходу стали, лучше
согласуется с обычными соотношениями b и h и имеет
более компактные сечения, что упрощает устройство стен.
Некоторое преимущество имеет вариант полураскосной
решетки по схеме рис. 20.19, г, так как действующая на
ригель вертикальная нагрузка снижает дополнительные
напряжения в раскосах от обжатия колонн или перево-
дит их в растягивающие.
Отметим некоторые особенности компоновки прост-
ранственных ферм, используемых для внешних стволов
мммм
жякякякя
дожитии
ЛИЛГаЧИМ
Рис. 20.20. Грани внеш-
него ствола жесткости
— 445 —
жесткости (см. рис. 20.2, в). Г рани /таких стволов, обыч-
но совмещаемые с наружной стеной, могут быть решены
либо в виде: фермы с крупной панелью (на несколько
этажей) с :дополнительным- набором колонн и ригелей
(рис. 20.205, а), либо > в ; виде многораскосной фермы
с мелкой панелью (рис. 20.20, б).
В первой схеме четко выделяются основные стержни,
обеспечивающие жесткость и работоспособность фермы.
Промежуточные колонны и ригели могут быть включены
в работу всей системы, но могут выполнять и только
местные функции» передавая приложенные к ним нагруз-
ки на основные элементы и в узлы фермы. В последнем
случае иногда применяется решение с разрезкой проме-
жуточных колонн по высоте на независимые части, по-
очередно подвешиваемые в узлах ферм.
Во второй схеме создается настолько частая решет-
ка, что она позволяет обойтись без колонн и ригелей
традиционного . исполнения, хотя может и сочетаться
с колоннами и ригелями. Схема отличается высокой же-
сткостью и однородностью структуры и совмещается
с решением внешней стены, но с окнами непривычной
формы (трапециевидной, треугольной).
При использовании неполной решетки (см. фрагмен-
ты на рис. 20.20, в, г) многораскосная ферма переходит
в комбинированную систему, в которой объединяются
изгибаемые и продольно нагруженные стержни, при этом
жесткость фермы снижается.
ГЛАВА 21. ОСОБЕННОСТИ
КОНСТРУИРОВАНИЯ ЭЛЕМЕНТОВ
И УЗЛОВ СТАЛЬНЫХ КАРКАСОВ
МНОГОЭТАЖНЫХ ЗДАНИЙ
21.1. КОНСТРУКТИВНЫЕ ЭЛЕМЕНТЫ КАРКАСА
21.1.1. Колонны. Колонна—основной конструктивный
элемент каркаса многоэтажного здания, воспринимаю-
щий преимущественно сжимающие усилия, иногда с из-
гибом в одной или двух плоскостях *. Колонны оказы-
1 В некоторых системах вместо колонн применяют испытывающие
растягивающие усилия, подвески из стальных канатов и сортового или
профильного проката.
,.446.. —.
Рис. 21.1. Сечение колонн
вают решающее влияние на конструктивное оформление
несущей системы и ее показатели. Поэтому, выбирая тип
колонны, нужно учитывать экономические и технологи-
ческие требования (см. п. 19.1) и стремиться к мини-
мальному стеснению внутренних помещений.
Сквозные колонны в современном строительстве
многоэтажных зданий почти не используются, так как
они менее компактны и болеегтрудоемки.
Применяемые типы сечений сплошных колонн пока-
заны на рис. 21.1. Большинство сечений — составные.
Выбор типа сечения зависит прежде всего от вида и со-
отношения внутренних усилий (продольная сила, изги-
бающие моменты), от значения и соотношения расчетных
длин 1х, 1У и удобства присоединения ригелей. Если из-
гибающие моменты отсутствуют или малы, а расчетные
длины не превышают обычной высоты этажа (3—4 м),
то можно выбрать компактные сечения г, д, получая при
этом небольшие гибкости (30—50). В противном случае
целесообразны более развитые сечения, и хотя они за-
нимают несколько большую площадь, этот недостаток
компенсируется при открытых сечениях возможностью
размещения инженерных коммуникаций в пределах га-
барита колонны.
— 447;—
Наибольшие сжимающие усилия (до 35—50 МН)
могут быть восприняты сечениями г, о, меньшие (до
8 МН) — сечениями а, д.
В изготовлении более технологичны колонны из про-
катного двутавра различных модификаций с параллель-
ными гранями полок (нормальный двутавр — Б, широ-
кополочный— Ш, колонный — К), а также колонны
с сечениями б, в, д (с применением не более четырех
уголков), и, м, допускающие простую сборку и сварку.
Другие сечения менее технологичны в обработке и сбор-
ке или трудоемки в сварке. В закрытых сечениях внут-
ренние диафрагмы, кроме торцевых, могут быть прива-
рены только на части контура; если возможно, их
заменяют парными ребрами, которые приваривают до
полной сборки стержня (например, в сечении е).
Многие сечения допускают развитие площади без
изменения длины примыкающих ригелей, что облегчает
их унификацию. Крестовые сечения в, л, примененные
в высотном здании МГУ, трубчатые з и некоторые дру-
гие позволяют, кроме того, одинаково решить примыка-
ния ригелей разного направления в плане, однако ко-
лонны крестового сечения имеют относительно низкое
сопротивление кручению и менее компактны, а трубы
дороги и дефицитны. Применение труб может стать эф-
фективным при заполнении их бетоном.
На основании изложенного можно сделать вывод, что
в колоннах более целесообразно применять сечения ти-
пов а, б, и, если они достаточны по площади для вос-
приятия действующих усилий (с учетом изгиба в плос-
кости наименьшей жесткости), сечение г — при больших
усилиях и относительно малых расчетных длинах, сече-
ние ж — при значительных усилиях и расчетных длинах.
Толщину листов в составных сечениях принимают
не более 60 мм, а отношение габаритов сечения к рас-
четным длинам hllx,blly не менее 715, чему соответствуют
гибкости 40—60 (в зависимости от типа сечения).
Соотношение ширины и высоты сечения колонны и его
ориентацию в плане следует выбирать с учетом условий
работы и компоновки всей конструктивной системы. На-
пример, в обычной рамной системе плоскость наиболь-
шей жесткости двутавровых колонн направляют вдоль
узкой стороны здания (рис. 21.2, а), в системе с внешней
пространственной рамой эту плоскость совмещают
с плоскостью рамной грани (рис. 21.2,6).
м» 448 —
Рис. 21.2. Ориентация колонн в
плане
а)
Рис. 21.3. Сечения ригелей, ба-
лок и ферм перекрытий
д) е)
и) к) л)
а) б)
г)
Рис. 21.4. Сечения раскосов связевых ферм
21.1.2. Балки и ригели. Балки и ригели перекрытий
работают преимущественно на изгиб. Продольные силы
в ригелях и балках, как правило, незначительны и по-
являются от горизонтальных нагрузок, передаваемых
через ригель и балку от наружной стены к диафрагме
и стволу жесткости, а также от поперечных сил в колон-
нах, обусловленных начальным переломом или искрив-
лением их оси.
При пролетах до 12 м ригели и балки проектируют
сплошными из обычных и широкополочных двутавров
(рис. 21.3, а) и сварных двутавров (рис. 21.3, б, в) с оди-
наковыми или разными полками (при объединении бал-
ки с железобетонной плитой). В некоторых случаях,
например для ригелей-перемычек внешней пространст-
29-799
— 449 —
венной рамы (см. рис. 20.1,6), используются несиммет-
ричные сечения в виде гнутого или сварного швеллера
с высокой стенкой. В легких каркасах ригели выполня-
ются иногда из парных швеллеров, охватывающих ко-
лонны. Сплошные балки коробчатого сечения (рис.
21.3, д) применяются при больших поперечных силах или
при необходимости увеличения боковой жесткости, на-
пример, в качестве ригелей порталов (см. рис. 20.9,а).
При размещении инженерных коммуникаций в пре-
делах высоты перекрытия целесообразны перфорирован-
ные балки из широкополочных двутавров (рис. 21.3, е),
а при пролетах более 12 м — и фермы, в том числе с поя-
сами из широкополочных тавров (рис. 21.3, з), допуска-
ющих бесфасоночное прикрепление решетки из одиноч-
ных уголков почти во всех узлах. Тяжелые фермы (рис.
21.3, к, л) могут потребоваться для перекрытий над круп-
ными залами, ростверков (см. рис. 20.8), решетчатых
порталов (см. рис. 20.9,в).
Высота сечения составных балок и ферм устанавли-
вается, как обычно, с учетом ограничения предельных
прогибов, строительной высоты перекрытия и экономи-
ческих соображений. В многоэтажных зданиях при вы-
боре типа сопряжения балок (см. п. 20.3.3) и оценке
экономически целесообразной высоты сечения необходи-
мо учитывать изменение стоимости всех вертикальных
конструкций и эксплуатационных расходов. При этом
оптимальная высота сечения ниже, чем полученная из
условия минимума веса или стоимости только рассмат-
риваемой балки. Обычно отношение высоты сечения бал-
ки, фермы к ее пролету составляет /г/Z г/15---1/ю- В осо-
бых случаях, когда для обеспечения общей жесткости
системы необходимо и возможно значительнее развитие
высоты сечения ригеля (например, ригели-перемычки
внешней пространственной рамы) применяются отноше-
ния h/l от >/з до 1. как в балке-стенке.
21.1.3. Элементы связевых конструкций. Раскосы
стальных связевых ферм проектируют обычно из "пар-
ных уголков, прямоугольных и круглых труб (рис. 21.4),
а при больших продольных усилиях — двутаврового или
коробчатого сечения (см. рис. 21.1, а, б, ж).
21.1.4. Размещение стыков.- Членение конструкций на
отправочные элементы (рис. 21.5) должно обеспечивать
максимальную степень их заводской готовности, дости-
жимую при имеющихся ограничениях грузоподъемных
— 450-
Рис. 21.5. Членение конструкций на отправочные элементы
Рис. 21.6. Членение конструкций .на монтажные элементы и блоки
/—монтажный пространственный блок; 2 —монтажный элемент ригеля
и транспортных, средств на вес и; габариты элементов,
с учетом требований экономичности перевозки. Наибо-
лее часто используют схему а с линейными отправочны-
ми элементами, обеспечивающую наилучшее использо-
вание транспортных средств, производственных и склад-
ских площадей завода-изготовителя и монтажной
организации. Другие схемы уступают ей в этом отноше-
нии, но имеютг и свои- преимущества. Так, применение
в рамных системах плоскостных отправочных элементов
с консолями позволяет более просто выполнить монтаж-
ные стыки в сечениях с меньшими изгибающими момен-
тами, тогда как более напряженные по условиям работы
примыкания ригелей к колоннам осуществляются в за-
водских условиях. Схема в характерна для плоских рам-
ных граней с малым шагом колонн (см. рис. 20.1,6,в);
в схеме б, использованной в каркасе высотного здания на
Котельнической набережной в Москве, возможны не
только плоскостные, но и пространственные отправочные
элементы с консолями во взаимно перпендикулярных на-
правлениях. Для удобства монтажа и по условиям уни-
29*
— 451 —
фикации стыки колонн размещают, как правило, на од-
ном горизонтальном уровне выше ригеля на 0,6—1 м,
а стыки ригелей — на одной вертикали. Длина колонн
в отправочных элементах соответствует двум-трем эта-
жам в зависимости от грузоподъемности монтажных кра-
нов и нормальной длины проката, а длина ригелей изме-
няется от неполного шага (схема б) до двух-трех шагов
колонн (схема в при шаге колонн 1,9—1,3 м).
Для ускорения и повышения качества монтажа от-
правочные элементы укрупняют в монтажные блоки ве-
сом до 150—200 кН в специальных стендах и кондукто-
рах, обеспечивающих высокую точность укрупнительной
сборки и тем самым резкое сокращение работ по выверке
установленных блоков. Монтажные блоки могут быть
плоскостными, например из двух колонн и двух ригелей,
и пространственными (рис. 21.6). При членении конст-
рукций на отправочные элементы с консолями число со-
пряжений монтажных блоков уменьшается, что видно из
сравнения схем а и б, но требуется более высокая точ-
ность изготовления и укрупнительной сборки, так как
в этом случае сокращаются обычные возможности ком-
пенсации неточностей за счет зазоров в соединениях, по-
ворота элементов и т. п.
21.2. ОСНОВНЫЕ УЗЛЫ КАРКАСА
21.2.1. Стыки колонн. Выбор конструкции стыка за-
висит от соотношения между наибольшим эксцентриси-
тетом e-=MjN, вычисленным • для комбинаций типа
Мтах, Nсоотв и Mmin, м COOTBj и ядровым расстоянием се-
чения р.
В связевых, рамно-связевых, а иногда и в рамных
системах при учете нагрузок, действующих на стадии
эксплуатации, эксцентриситеты в сечениях колонн отно-
сительно невелики (е^р), растягивающие напряжения
в сечении стыка не возникают, и стык выполняется как
для центрально-сжатой колонны (рис. 21.7). Фрезеро-
вание торцов колонн позволяет передать сжимающие
напряжения через плотный контакт и обеспечивает вы-
сокую точность изготовления по длине колонны и пер-
пендикулярности торцов к ее оси. Для закрепления ко-
лонны в проектном положении и восприятия монтажных
нагрузок, в том числе от давления ветра на смонтиро-
ванные конструкции, используются постоянные стяжные
452 *«*
Рис. 21.7. Сжатый стык
колонны
1 — плоскость фрезерования
торцов; 2 — стяжной болт;
3— установочная риска; 4—
вариант коротыша
Рис. 21.8. Болтовые сты-
ки колонн при больших
эксцентриситетах
1 — плоскость фрезерования;
2— накладка; 3 — устано-
вочная риска; 4 — фланец
болты класса точности В, которые должны быть хорошо
затянуты с постановкой контргаек или пружинных шайб.
Если болты и детали стыка проверены на монтажные
нагрузки, нет оснований опасаться раскрытия или сдви-
га в стыке и переходить на монтажную сварку.
Стыки колонн рамных систем при относительно боль-
ших эксцентриситетах (е>р) испытывают растягиваю-
щие напряжения и могут быть болтовыми или сварными.
Болтовые стыки с накладками (рис. 21.8, а) конструк-
тивно удобны для открытых сечений колонн и трудно вы-
полнимы для замкнутых сечений. Фланцевые стыки (рис.
21.8,6 — г) более универсальны, но выступы фланцев
должны быть по возможности скрыты в стене, облицовке
колонны или конструкции пола, однако в последнем слу-
чае размещение стыка в непосредственной близости
к рамному узлу приводит к увеличению изгибающих мо-
ментов. Работа стыков, в которых сжимающие напряже-
•-<* 453 —
ния воспринимаются фрезерованными торцами, а растя-
гивающие— накладкой или болтами, недостаточно изу-
чена. В первом приближении для расчетной оценки
растягивающих усилий Z и размера сжатой зоны х (рис.
21.8, а, б) можно не рассматривать условия совместно-
сти деформаций в стыке и исходить только из условий
равновесия (по сумме моментов и сумме вертикальных
сил), предполагая в зоне контакта равномерное распре-
деление сжимающих напряжений и ограничивая их зна-
чением расчетного сопротивления стали сжатию /?. Кон-
туры зоны контакта в сжатой зоне можно принять по
границе сечения колонны, пренебрегая распределитель-
ной способностью фланца (см. заштрихованную часть се-
чения на рис. 21.8,6). В стыке с накладками усилие Z
обычно не превосходит несущей способности полки, по-
этому перекрытие стенки не требуется. Толщина фланца
в стыках в, г определяется из условия его сопротивления
изгибу как консольного свеса, нагруженного усилием Z,
а в стыке б оценивается приближенно из условия пре-
дельного равновесия фланца при изгибе как большее из
значений, вычисленных по формулам:
1,1 l/- b°Z1 -; /« 1,1 ~|/—° -Zi— ,
V 2(b + b0)R ’ у 2(b + h0)R’
где b, b0, h0 — см. рис. 21.8,6; Zt — максимальное растягивающее
усилие в крайнем ряду болтов; SZ,- — сумма всех растягивающих
усилий в болтах стыка; R — расчетное сопротивление материала
фланца.
Чтобы увеличить жесткость фланца, следует разме-
щать болты на минимально возможном расстоянии Ьо
и принимать толщину фланца не менее &о/6.
Более трудоемкие на монтаже сварные стыки (рис.
21.9) следует применять в тех случаях, когда болтовой
стык становится конструктивно неприемлемым из-за
чрезмерного числа болтов. Болты и коротыши из уголков
в сварном стыке служат только для временного закреп-
ления колонны перед сваркой и после ее выполнения мо-
гут быть при необходимости удалены. Сварные швы
стыка следует проверить на прочность в растянутой зоне.
На рис. 21.10 показаны некоторые примеры решения
стыков колонны в месте изменения ее сечения. Для
уменьшения числа изменений сечения по длине колон-
ны можно использовать стали разных классов прочности.
В связевых и рамно-связевых системах необходимо
— 454
Рис. 21.9. Сварные стыки ко-
лонн при больших эксцентриси-
тетах
1 — плоскость фрезерования
Рис. 21,10. Стыки ко-
лонн в месте изменения
сечения
проверять стыки колонн, являющихся поясами связевой
конструкции, на возможную силу растяжения от ветро-
вой нагрузки на здание при минимальной постоянной
нагрузке с коэффициентом надежности по нагрузке =
=0,9, в том числе на стадии монтажа. Аналогичная про-
верка необходима при сейсмических воздействиях.
21.2.2. Базы колонн. В каркасах многоэтажных зданий
применяют, как правило, базы для безвыверочного мон-
тажа колонн. Плита базы изготовляется как отдельный
отправочный элемент с фрезерованной или строганой
верхней плоскостью, заранее устанавливается на фун-
дамент по разбивочным осям, выверяется с помощью
установочных болтов по отметке и уклонам, подливается
цементным раствором или бетоном на мелком гравии.
Колонна с фрезерованным торцом устанавливается в про-
ектное положение по рискам и закрепляется анкерными
болтами.
Если изгибающие моменты относительно малы, то
анкерные болты не работают или испытывают небольшие
растягивающие усилия и ставятся по конструктивным
соображениям (рис. 21.11), а их прикрепление к колон-
455 -
Рис. 21.11. Базы колонн с конструктивными болтами
/ — плоскость фрезерования., строжки; 2 — установочная риска; 3 — установоч-
ный болт; 4 — анкерный болт; 5 — шайба с отверстием на 2 мм больше диа-
метра болта; 6 — подливка
Рис. 21.12. Базы колонн с расчетными анкерными болтами
1— плоскость фрезерования, строжки; 2 — установочная риска; 3 — устано-
вочный болт; 4 — анкерный болт; 5 — подливка; 6 — шайба с отверстием на
2 мм больше диаметра болта; 7 — анкерная плитка
не осуществляется так же, как и в стыках, через ребро
жесткости или коротыши из уголков. В некоторых слу-
чаях анкерные болты закрепляют непосредственно за
плиту, а колонна соединяется с плитой монтажной свар-
кой.
Если требуемые по расчету толщина и ширина плиты
— 456
больше размеров поставляемых слябов, переходят к сту-
пенчатой плите, что требует обработки двух дополни-
тельных плоскостей и обварки верхнего сляба по конту-
ру. Расчет таких плит, включая расчет соединительных
швов, разработан недостаточно. Чтобы сократить разме-
ры плиты в плане и, следовательно, уменьшить ее кон-
сольные свесы и требуемую толщину, целесообразно при-
менять для подливки плиты растворы и бетоны высоких
марок (В20—ВЗО) и предусматривать при необходимо-
сти косвенное армирование верхнего слоя фундамента
сетками.
При значительных изгибающих моментах возможны
решения базы, показанные на рис. 21.12. Если при отно-
сительно небольшом плече (схемы а, б) анкерные бол-
ты имеют приемлемый диаметр (не более 42 мм), то их
размещают в пределах плиты, предусматривая в ней от-
верстия на 20—25 мм больше диаметра болтов. В про-
тивном случае анкерные болты целесообразно вынести
за пределы плиты с помощью траверс (схема в), кото-
рые одновременно улучшают работу плиты на изгиб. При
опирании колонны на плиту через фланец (схема б) его
толщину следует принимать не менее 40 мм, тогда сте-
пень защемления базы колонны будет не ниже, чем в ба-
зе с траверсами, где возможен некоторый ее поворот от
момента вследствие изгиба анкерных плиток и деформа-
ций растяжения более длинных анкерных болтов. Хоро-
шая затяжка анкерных болтов позволяет исключить
случайный сдвиг колонны по плите (в стадии эксплуа-
тации ему препятствует трение, обусловленное действи-
ем больших сжимающих продольных сил), поэтому мон-
тажный сварной шов по контуру торца колонны, тра-
верс, фланца не нужен, в крайнем случае можно огра-
ничиться короткими швами-прихватками.
Базы колонн, входящих в связевую конструкцию,
следует конструировать и рассчитывать с учетом воз-
можного растяжения колонны от горизонтальных на-
грузок на'здание. Кроме того, для восприятия попереч-
ной силы связевой конструкции должны быть устроены
упоры, препятствующие сдвигу базы относительно фун-
дамента.
21.2.3. Прикрепление балок к колоннам. Тип при-
крепления определяется выбором конструктивной систе-
мы каркаса. Связевым системам соответствует свобод-
ное (шарнирное) прикрепление, рамным — жесткое, рам-
— 457 —
Рис. 21.13. Свободное прикрепление балок к колоннам
I — вертикальное ребро; 2 — монтажный столик; 3 — начало закругления
переходе от стенки к полке; 4 — прокладка
но-связевым —гибкое (полужесткое) или сочетание при-
креплений различных типов.
Примеры конструктивных решений свободного при-
крепления балок к колонне двутаврового сечения пока-
заны на рис. 21.13. Аналогичные решения можно приме-
нить и для колонн с другими типами сечений. Свободное
прикрепление на болтах класса точности В по сравне-
нию с прикреплениями других типов проще в изготов-
лении и монтаже, не требует высокой точности изготов-
ления и обеспечивает достаточную податливость узла
и практически свободный поворот балки относительно
колонны. Основными усилиями для расчета прикрепле-
ния являются поперечная сила в опорном сечении балки
Q и продольная сила N, возникающая в балке при рабо-
те связевой системы. В узле возникают лишь небольшие
моменты, влияние которых учитывают при расчете бол-
тов повышающим коэффициентом 1,2—1,3 к силе Q.
В узле а вертикальное ребро и швы, прикрепляющие
его к колонне, следует рассчитывать на силу Q, момент
Qe и силу N. В узле б условия загружения столика из
уголка зависят от его деформаций и являются довольно
неопределенными. Для приближенной оценки эксцентри-
ситета е силы Q относительно сечения горизонтальной
полки, в котором начинается ее закругление (размер ki
от обушка), можно принять распределение контактных;
напряжений по треугольной эпюре, тогда е=а0-Ь (2/з)с0—
где размер с0 должен быть не менее [Q/(tCTR)~hi].
Если e^(9/8)[Q/(/yr/?)], то толщина полки определя-
ется из условия ее сопротивления изгибу
t = V&Qel(lyT R),
— 458 —
а в противном случае — из условия сопротивления срезу
t — 3Q/(2Zyr 7?Ср),
где г — длина уголка.
При опорных давлениях более 150 кН используются
варианты столика с подкреплением вертикальным реб-
ром, для которых также принимается треугольная эпю-
ра контактных напряжений. Прикрепление столика к ко-
лонне при любом варианте следует проверить на силу Q
н момент Q[6—(1/з)^о]. Болты, соединяющие стенку бал-
ки с колонной через промежуточный уголок или ребро,
рассчитывают на продольную силу.
Свободное прикрепление балки через опорное ребро
фланцевого типа (рис. 21.13, в) несколько сложнее в мон-
таже, особенно для балок, примыкающих к стенке ко-
лонны и соединяемых через нее общими болтами. При
таком прикреплении балки нужно изготовлять с минусо-
вым допуском и проверять достаточность монтажного за-
зора для балок, примыкающих к стенке, поскольку они
заводятся между колоннами в наклонном положении
и должны быть развернуты без заклинивания при уста-
новке на столики. Преимуществом прикрепления через:
опорное ребро является более четкая передача значи-
тельных опорных давлений.
На рис. 21.14 показаны возможные решения свобод-
ного прикрепления балок к железобетонным диафрагмам
и стволам жесткости. Для передачи усилий с балки на
бетон используются закладные изделия в виде ребер, сто-
ликов, плоских листов, заанкеренных с помощью угол-
ков, болтов или арматурных стержней. Если по услови-
ям монтажа (например, методом подъема перекрытий)
диафрагма или ствол не должны иметь выступающих де-
талей, то используется решение по схеме рис. 21.14, в,
предусматривающее возможность последующего соеди-
нения деталей узла с закладным листом болтами или
монтажной сваркой. Поскольку железобетонные диа-
фрагмы и стволы возводятся с менее жесткими допуска-
ми, чем стальные конструкции, в узлах прикрепления
следует использовать овальные отверстия и монтажные
прокладки, допускающие подвижку балок перпендику-
лярно и параллельно поверхности диафрагмы (стенки
ствола) для приведения их в проектное положение.
На рис. 21.15 показаны примеры жесткого прикреп-
ления балок к колоннам двутаврового сечения на бол-
— 459—
Рис. 21.14. Свободное прикрепление балок к железобетонным диаф-
рагмам и стволам жесткости
/ — анкер; 2 — глухая гайка, приваренная к листу; 3 — гнездо (забетониро-
вать); 4 — опорная плитка (выверить и подлить раствором); 5 — анкерный
болт
Рис. 21.15. Жесткое прикрепление балки к колонне на болтах
1 — прокладка; 2—заводской сварной шов; 3 — подкос из листа (после мон-
тажа может быть срезан)
тах: а—г — к полке колонны, д—е — к стенке колонны,
ж — с выносным стыком. В прикреплении с выносным
стыком ответственные швы соединения ригеля с колон-
ной выполняются на заводе, а усилия в стыке намного
меньше действующих у грани колонны, однако изготов-
ление колонн с консолями в одной или двух плоскостях
— 460 —
усложняется и снижается степень загрузки транспорта
при их перевозке. Прикрепления г, ж можно использо-
вать для колонн с любым типом сечения, а прикрепле-
ния а—в — для колонн закрытого (коробчатого) сечения
при условии, что отверстия для монтажных болтов будут
сделаны в элементах стержня до его сборки и около
каждого отверстия будет приварена гайка со стороны
внутренней полости колонны.
Основные усилия для расчета жесткого прикрепле-
ния — поперечная сила Q и изгибающий момент М в
опорном сечении ригеля рамной системы. Продольные
силы W в ригелях невелики и обычно не учитываются.
Чтобы исключить относительные сдвиги по плоскос-
тям прилегания деталей и обусловленный этим взаимный
поворот ригеля и колонны, в прикреплении применяют
высокопрочные болты с регулируемым натяжением, кро-
ме соединений фланцев с колонной, в которых для вос-
приятия растягивающих усилий можно использовать
и невысокопрочные болты класса точности В с закрепле-
нием гаек от развинчивания.
Для передачи поперечной силы с балки на колонну
служат столики, вертикальные ребра, а для передачи из-
гибающего момента — фланцы, горизонтальные наклад-
ки (рыбки), отрезки широкополочных тавров, стенка ко-
торых служит горизонтальной накладкой, а полка —
фланцем.
В прикреплении а сварные швы столика рассчитыва-
ют на силу Q общепринятым способом, растягивающее
усилие в наиболее напряженном крайнем ряду болтов
определяют по моменту М, предполагая, как обычно,
жесткий поворот всего соединения относительно оси про-
тивоположного крайнего ряда болтов, а фланец рассчи-
тывают на изгиб. Из рассмотрения возможных схем пре-
дельного равновесия изгибаемого фланца определяют
его требуемую толщину
' , , 1 Г М
V 3(26 4-ЛСТ) hcyR °
где b — ширина фланца; Ьо — размер между вертикальными риска-
ми болтов.
При развитии фланца за пределы высоты балки с под-
крепляющим ребром (рис. 21.15, а) и установке допол-
нительного горизонтального ряда болтов на расстоянии
— 461 —
&б/2 от грани балки значение /, вычисленное по формуле,
можно уменьшить в ]Л1+4&о/^ст раз.
В узле б болтовое соединение стенки балки с верти-
кальным ребром рассчитывают на силу Q и часть опор-
ного момента, передающуюся стенкой на ребро и рав-
ную MJplJe (где Д — момент инерции всего сечения
балки, /р = /Ст/гр/12—момент инерции части сечения стен-
ки высотой /ip). Само ребро и швы его соединения с ко-
лонной следует проверить на силу Q и больший из двух
моментов, Mp — Qe и Л4Р=Л1 (/p/J6)+Q(e/2), где второе
слагаемое соответствует расчетной схеме ребра, показан-
ной в нижней части рис. 21.15,6. Болты, соединяющие
отрезки тавров с балкой и колонной, рассчитывают (с не-
большим запасом) на пару сил S=M/h. Профиль тавра
подбирают по двум условиям: требуемую толщину его
стенки — по площади, необходимой для передачи уси-
лия^, а требуемую толщину полки определяют расчетом
на изгиб балочной защемленной пластинки пролетом bi
и принимают не менее &J6.
Усилия для расчета прикреплений в—е определяют
аналогично, при этом в узлах д, е соединение консоль-
ных столиков с колонной проверяется на совместное дей-
ствие опорного давления балки Q, приложенного с экс-
центриситетом В (с некоторым запасом), и усилия S.
В узле ж выносной стык балки рассчитывают по обще-
принятым правилам, а соединение консоли с колонной—
как сварной стык на совместное действие Q и М.
В рассмотренных узлах при различных опорных мо-
ментах справа и слева от узла (Л12>ЛТ1), особенно при
кососимметричной схеме их приложения (рис. 21.16),
в стенке колонны возникают значительные касательные
напряжения. Поэтому необходимо проверить прочность
стенки:
(S2 + Si-Q')
т ----- —< у/?ср;-
(^ст ^ст)
^прив = К°2+Зт? < yR,
где Sz^Ms/h, Si=Ml/h', Q' — поперечная сила в колонне; а — крае-
вое напряжение в стенке.
Если хотя бы одна из проверок не выполняется, сле-
дует увеличить толщину стенки или применить местное
ее усиление в виде утолщенной вставки, выведенной за
Рис. 21.16. К расчету рамного узла
а —с поперечными ребрами жесткости; б — без
ребер; / — стык в месте утолщения стенки; 2 —
сжатая зона стенки; 3 — характер фактической
эпюры напряжений в сварном шве
пределы узла на 100—150 мм, либо поставить дополни-
тельное диагональное ребро жесткости.
В двутавровых колоннах из достаточно толстых лис-
тов можно отказаться от поперечных ребер жесткости
в узле, что снижает трудоемкость изготовления и упро-
щает размещение инженерных коммуникаций в пределах
габарита сечения колонны. В этом случае стенка дол-
жна удовлетворять условиям прочности с учетом ' мест-
ных напряжений ом (рис. 21.16, б):
S2
°м = '7", -Tv- < 2' = tn + 5/iJ
К,*)___________________
’да» = У”1 + ~ < УЪ
где о и Ом имеют разные знаки (сжатие, растяжение),
а по условиям местной устойчивости стенки в сжа-
той зоне должно быть
04 30]/2107я,
где /? — расчетное сопротивление, МПа.
Кроме того, необходимо проверить прочность стыко-
вого шва в соединении полки балки (или горизонталь-
ной накладки) с колонной, учитывая снижение его рас-
четной длины до значения г ввиду податливости полки
— 46» —
колонны:
аш = MZU z) < Y*pB’
где z=Zct4-5/!i (рис, 21.16, б).
При этом толщина полки колонны из ее расчета на
изгиб методом предельного равновесия (без учета ус-
ловий совместности деформаций) должна удовлетворять
соотношению tn ^0,4 У S2/R, где R — расчетное сопро-
тивление материала полки.
По данным исследований правильно выполненное
жесткое прикрепление на болтах, в том числе без попе-
речных ребер жесткости в колонне, может воспринять
предельный пластический момент сечения балки и до-
пускает в неупругой стадии работы достаточно большое
изменение угла поворота балки относительно колонны,
т. е. имеет значительный резерв по пластическим дефор-
мациям.
При монтаже балок с рассмотренными прикреплени-
ями нижние элементы (тавры, рыбки, накладки) можно
использовать как монтажные столики. Монтажные зазо-
ры ао, особенно в узлах на рис. 21.15, д, е, должны обес-
печивать беспрепятственную установку балок.
На рис. 21.17 приведены примеры жестких прикреп-
лений балок к колоннам на монтажной сварке. Вынос-
ной стык (рис. 21.15, ж) также может быть выполнен на
монтажной сварке, что и было использовано в каркасе
высотного здания на Котельнической набережной в Мос-
кве. Такие прикрепления по сравнению с болтовыми бо-
лее трудоемки для монтажа, требуют строгого соблюде-
ния начальных зазоров в швах, полного и высококачест-
венного провара швов, особенно стыковых, работающих
на растяжение. Кроме того, трудности организационно-
го и технического обеспечения монтажной сварки могут
сказаться на темпах монтажа.
Прикрепление, показанное на рис. 21.17, а, имеет ми-
нимальное число сварных швов и дополнительных де-
талей, но предъявляет повышенные требования к точно-
сти изготовления и монтажа конструкций. Кроме того,
если сечение балки подобрано по опорному моменту, то
растянутая полка балки и стыковой шов должны быть
равнопрочными, что требует тщательного выполнения,
обработки и контроля шва или местного уширения пол-
ки для увеличения длины стыкового шва.
Другие решения сварных узлов, с промежуточными
— 464 —
Рис. 21.17. Жесткое прикрепление балки к колонне на монтажной
сварке
1 — монтажный сварной шов; 2 — заводской сварной шов; 3 — подкос из листа
деталями, лучше приспособлены к условиям монтажа
в отношении возможной компенсации отклонений от про-
ектных размеров, однако в них существенно возрастает
объем наплавленного металла. В узле, показанном на
рис. 21.17,в, особенно много промежуточных деталей
и сварных швов, и усилия с полок балки на колонну пе-
редаются последовательно через три различных шва.
Расчет соединений, ребер, накладок, проверка стенки
колонны выполняются в сварных узлах по усилиям, оп-
ределяемым так же, как и для жестких прикреплений
на болтах.
Исследования показали, что эти узлы обладают вы-
сокой жесткостью и несущей способностью и обеспечива-
ют возможности расчета рамных систем в упругопласти-
ческой стадии. Податливость узлов, особенно при косо-
симметричном нагружении опорными моментами, в
значительной мере определяется сдвиговыми деформаци-
ями стенки колонны. Укрепление стенки повышает жест-
кость узла в целом, но увеличивает вероятность разру-
шения растянутых стыковых швов в прикреплении полок
балки (или горизонтальных накладок) к колонне.
30—799
- 465 —
Рис. 21.18. Гибкое (по-
лужесткое) прикрепле-
ние балки к колонне
1 — монтажный столик; 2 —
монтажный сварной шов;
3*— заводской сварной шов
Гибкое прикрепление балок к колоннам (рис. 21.18),
характерное для рамно-связевых систем, может быть об-
разовано из свободного прикрепления (см. рис. 21.13, а)
с использованием более жестких соединений — высоко-
прочных болтов с регулируемым натяжением и монтаж-
ной сварки, а также из жесткого прикрепления (см. рис.
21.15, а, в) с заменой соединений на более гибкие —
фланцы уменьшенной толщины, гибкие уголки, тонкие
горизонтальные накладки. Последнее решение часто при-
меняется в рамно-связевых железобетонных или смешан-
ных каркасах. Для элементов гибких прикреплений до-
пускается, как правило, работа в упругопластической
стадии, поэтому их следует выполнять из сталей, ука-
— 466 —
занных в табл. 19.1, с четко выраженной площадкой те-
кучести.
Узлы а и б на рис. 21.18 достаточно надежны при
статической нагрузке и обеспечивают приемлемую подат-
ливость вследствие деформаций вертикального ребра
и стенки. Податливость узлов и их сопротивляемость по-
вторным нагрузкам повышаются при замене вертикаль-
ного ребра парными уголками, соединяемыми с колонной
болтами или вертикальными сварными швами по перу
уголков; характер деформации такого прикрепления
в растянутой зоне балки показан в нижней части рис.
21.18, б. Достаточно хорошими свойствами обладают
и узлы в—д.
Для расчета гибкого прикрепления нужно знать пре-
дельный пластический момент Л1ПЛ, характеризующий не-
сущую способность узла. Эта величина зависит от мно-
гих трудно учитываемых факторов (сложные условия
деформирования фланцев, гибких уголков и других де-
талей, неопределенность предела текучести стали), по-
этому ее оценивают приближенно, с упрощенными пред-
посылками.
Для узлов а, б с вертикальными ребрами, толщина
которых не менее толщины стенки балки, пластический
момент узла принимают как для части стенки высо-
той /гр:
где й=£т,п=1, если оценивается минимальное вероятное значение
предела текучести стенки; й=йтах=1,6, если учитывается наиболь-
шее вероятное значение предела текучести.
Для узла в, задаваясь толщиной фланца t (8—
14 мм) и исходя из приближенных схем его предельного
равновесия при изгибе, принимают
.. 3 (2^ + ^ст)
МВП~' 4 Ьо
/iCT t2 kR,
где b, b0, h„— см. рис. 21.18, в.
Для узла а, исходя из пластического изгиба верхней
полки уголка толщиной /уг (10—16 мм) и длиной /уг, при
условии, что болтовые соединения обладают большей не-
сущей способностью, принимают
где h, f — см. рис. 21.18, г.
30*
— 467 —
Для узла д, который дает наиболее четкое решение,
задаваясь шириной Ь-л и толщиной ta накладки [причем
по местной устойчивости должно соблюдаться условие
/н> (/н/25) /210//?, где R — расчетное сопротивление
накладки, МПа], принимают
^пл = hkR.
Значениям йт1п и &тах соответствуют для каждого
узла два значения пластического момента: Л1™лП и Мп/ .
При расчете соединений и деталей узлов, а также балок
и колонн рамно-связевой системы выбирается то значе-
ние пластического момента, которое для рассматривае-
мого случая более неблагоприятно (для узлов, как пра-
вило, максимальное значение). Так, в узлах а, б шов
А и сечение ребра рассчитывают на совместное действие
силы Q и момента а высокопрочные болты
и шов b — на силу Q и момент 7//. В узле в шов В,
прикрепляющий опорное ребро к стенке балки, проверя-
ют на силу Q и пластический момент фланца М™лах, в уз-
лах г, д болты и швы, передающие усилия с полок бал-
ки на колонну, рассчитывают на усилие /И Если
продольные силы в ригелях рамно-связевой системы зна-
чительны, их также следует учесть.
Обычно гибкие прикрепления проектируют таким об-
разом, что значения Мпл” составляет 1/10—1/5 часть мо-
мента, воспринимаемого сечением балки. Это дает воз-
можность при надлежащей расчетной проверке вос-
принять ветровые нагрузки на стадии монтажа, если кра-
новая сборка колонн и балок опережает на 3—5 этажей
уровень замоноличивания перекрытий и бетонирования
ствола жесткости. Что касается стадии эксплуатации, то
при работе балки только на вертикальные нагрузки от
перекрытия в ее опорных сечениях возникают шарниры
пластичности. Если к системе прикладывается и ветро-
вая нагрузка, то шарниры пластичности, в которых углы
поворота от ветра и вертикальной нагрузки совпадают,
сохраняют момент неизменным и в восприятии ветровой
нагрузки не участвуют; остальные шарниры пластично-
сти включаются в работу на ветер до тех пор, пока дей-
ствует закон их упругой разгрузки, и способны воспри-
нять момент, равный примерно удвоенному пластичес-
кому моменту узла прикрепления. С точки зрения рабо-
ты на знакопеременные моменты узлы, приведенные на
— 468 —
Рис. 21.19. Прикрепление элементов связей к колоннам и балкам
рис. 21.18, а, б, менее предпочтительны, а узел г облада-
ет той особенностью, что при моментах другого знака
верхний уголок упирается в колонну, и предельное сопро-
тивление узла будет зависеть от несущей способности
болтов при сдвигающих усилиях.
21.2.4. Прикрепление раскосов вертикальных связей
к колоннам и балкам. Стальные плоские и пространст-
венные фермы вертикальных связей применяются в свя-
зевых и рамно-связевых системах и образуются из ко-
лонн, балок (служащих стойками или распорками фер-
мы) и раскосов. Раскосы прикрепляют, как правило,
через промежуточные детали — фасонки; прикрепление
конструируется по типу узлов легких или тяжелых ферм
в зависимости от принятых сечений и действующих уси-
лий (рис. 21.19, а, б). Иногда используются фланцевые
прикрепления балок и раскосов.
Если раскосы подходят к узлу с одной стороны (сни-
зу или сверху), то фасонки для раскосов можно соеди-
нить только с колонной или только с балкой, смотря по
тому, что конструктивно удобнее. На рис. 21.19, в, г даны
варианты такого прикрепления раскосов в узлах по типу
рис. 21.13, б, 21.15, а, 21.17, а.
Для болтовых соединений раскосов с фасонками сле-
дует применять высокопрочные болты с регулируемым
натяжением, чтобы исключить сдвиги в соединениях, ко-
торые могли бы привести к резкому увеличению горизон-
тальных перемещений связевой фермы от ветровой на-
грузки. Для приспособления к условиям недостаточно
точного изготовления и монтажа применяют овальные
отверстия и круглые отверстия с увеличенным (на 5—
6 мм) диаметром. Аналогично поступают с отверстиями
— 469 —
для сборочных болтов в узлах с монтажной сваркой.
Прикрепление раскосов к фасонкам, фасонок к колон-
нам и балкам, а также балок к колоннам следует рас-
считывать на наиболее неблагоприятные по величине
и направлению усилия, возникающие в элементах связе-
вой конструкции от горизонтальных и вертикальных на-
грузок на здание.
ГЛАВА 22. ОСОБЕННОСТИ РАСЧЕТА
НЕСУЩИХ КОНСТРУКЦИЙ МНОГОЭТАЖНЫХ
ЗДАНИЙ
22.1. ОСОБЕННОСТИ РАСЧЕТА РАМНЫХ СИСТЕМ
Расчет рамных систем многоэтажных зданий выпол-
няется с высокой точностью на ЭВМ. Вместе с тем для
предварительного определения размеров и вариантного
проектирования широко используются приближенные
способы, обеспечивающие при малом объеме вычисле-
ний практически приемлемые результаты [7, 14].
22.1.1. Выбор соотношения жесткостей. Соотношение
жесткостей элементов рамной системы принимается по
аналогичным проектам или на основании ориентировоч-
ного подбора сечений на нескольких уровнях по высоте
каркаса. В обычной рамной системе регулярной структу-
ры (см. далее рис. 22.3, а) такой подбор можно выпол-
нить в следующих случаях:
1) для ригелей средней рамы, параллельной оси х, по
моменту
2) для ригелей средней рамы, параллельной оси у,
по моменту
"‘т I )
1> 12 + й.»
л у
3) для внутренних колонн — по продольной силе от
постоянной и временной нагрузок вышерасположенных
этажей и более неблагоприятному из моментов (при вы-
— 470 —
бранном типе и ориентации сечения)
r Qx(z)a Q (г) а
мх № _Д----- и МУ ~ t
к п п п п
х у х у
где <7р> ?р —расчетные интенсивности вертикальной (постоянной и
временной) нагрузки, кН/м, для ригелей в направлении осей х или
у; Qx(z), Qy(z)—поперечная сила от расчетной ветровой нагрузки,
действующей на здание выше рассматриваемого уровня z в направ-
лении осей х или у; b, I, h, пх, пу — см. рис. 22.3, a; a~Q,7h для
колонн нижнего этажа и a~0,5h для колонн остальных этажей.
Вычислив моменты инерции подобранных сечений
средней рамы, для перехода к моментам инерции соот-
ветствующих элементов параллельной ей крайней рамы
можно принять коэффициент 0,6—0,7, если типы и габа-
риты сечений элементов при этом не изменяются. Такой
же коэффициент сохраняется для отдельной плоской ра-
мы при переходе от ее средней колонны к крайней.
В системе с внешней пространственной рамой с частым
шагом колонн (см. рис. 22.4) для предварительного под-
бора сечений и оценки жесткостей принимаются следую-
щие изгибающие моменты в ригелях и колоннах:
1) для граней, параллельных оси х,
r Qx (?) h Q (z) а
М* « —~ —£------------------ •
Р 4п ’ 2п
X X
2) для граней, параллельных оси у,
му ~ . .у ~ _ Qy (z)a_
р~ 4tiy ’ к~ 2пу
а продольные силы в колоннах определяются в зависимо-
сти от их грузовой площади и действующих постоянных
и временных нагрузок вышерасположенных этажей.
22.1.2. Приближенный расчет рамных систем на вер-
тикальные нагрузки. При расчете регулярных рамных
систем с жесткими перекрытиями пренебрегают горизон-
тальными смещениями от несимметрично расположен-
ной вертикальной нагрузки и подразделяют систему на
плоские несвободные рамы, собирая постоянную и вре-
менную нагрузку на каждую раму с учетом принятой
схемы опирания стен, плит и балок перекрытий.
Чтобы определить наибольшие продольные силы в ко-
лоннах и соответствующие изгибающие моменты, рас-
сматривают сплошное загружение всех перекрытий по-
стоянной и временной нагрузкой. При этом нулевые мо-
— 471 —
Рис. 22.1. к приближен-
ному расчету плоской
несвободной рамы на
вертикальную нагрузку
1 — расчетное сечение
ментные точки в колоннах близки к середине этажа
(кроме нижнего), и для оценки изгибающих моментов
в регулярной раме достаточно рассчитать три ее фраг-
мента: верхний, средний, нижний (рис. 22.1, а, б), исполь-
зуя по возможности справочные таблицы1.
Однако такой способ недостаточно точен при частич-
ном загружении перекрытий временной нагрузкой, вызы-
вающей наибольшие изгибающие моменты в сечениях
ригелей и колонн. Возможность частичного загружения
учитывается обычно для одного — трех ближайших
к расчетному сечению перекрытий, а на остальных пере-
крытиях предполагается или полная, или нулевая вре-
менная нагрузка в зависимости от того, какие значения
соответствующих продольных сил в колоннах являются
более неблагоприятными. При расчете на частичные за-
гружения удобно использовать «плавающий» фрагмент
рамы, образованный загруженным в одном пролете ри-
гелем и примыкающими к нему стержнями (рис. 22.1, в).
Рассчитав на выбранном уровне два типа фрагмента,
промежуточный и крайний, рассматривают различные
их положения относительно расчетного сечения (напри-
мер, четыре положения для сечений колонны тп) и вы-
числяют для него наибольшие по абсолютному значению
изгибающие моменты разных знаков.
Возможен и другой подход: около расчетного сече-
ния выделяется достаточно развитый симметричный фраг-
мент и подбирается схема временной нагрузки, вызыва-
1 Справочник проектировщика. Расчетно-теоретический, т. 1/Под
ред. А. А. Уманского. — 2-е изд. — М.: Стройиздат, 1972.
— 472 —
б)
Рис. 22.2. к расчету несвобод-
ной рамы с использованием
фокусных отношений
ющая в этом сечении наибольший изгибающий момент
определенного знака; в регулярной несвободной раме та-
кой подбор несложен (рис. 22.1, г—е). Используя сим-
метрию и группировку неизвестных, можно быстро оп-
ределить искомое усилие.
Фрагменты несвободных рам удобно рассчитывать ме-
тодом перемещений с защемляющими связями, нало-
женными на средние узлы. Формулы реакций стержней,
расположенных между связями, известны. Реакции ос-
тальных стержней типа fj (рис. 22.2, а), где f — упруго
защемленный крайний узел фрагмента, а / — средний
узел, просто выражаются через дальнее фокусное отно-
шение стержня При повороте защемляю-
щей связи узла / на угол Z=1 реакция в связи
где in — погонная изгибная жесткость стержня.
Аналогично определяются реакции других стержней,
сходящихся в узле /. Абсолютные значения реакций на
концах стержня fj от равномерно распределенной на-
грузки q (рис. 22.2, б) равны
. , kfj-l qP. ' 1 qp
1'Л1= r —. l'Ml =---------------г—.
‘«-у
При шарнирном опирании узла f величина kfj->оо,
при жестком защемлении &f/ = 2, при упругом защемле-
нии если узел f принадлежит крайней колонне,
и kfj «2,5, если он относится к средней колонне.
Более точное значение kfj с учетом работы стержней
1,..., S,..., п, примыкающих к узлу f за пределами выде-
— 473 —
ленного фрагмента (рис. 22.2, в), можно определить по
формуле
kfj = 2 +--------« 2 + а -Ш— ,
}J 1 п * п
У--^- 2 Оз
^2- l/fes/ s=l
S=1
где 0=1,5 (или 2), если все стержни типа fs жестко защемлены
(или шарнирно оперты) в узле з; а« 1,6...1,7, если все эти стержни
упруго защемлены.
При учете податливости прикрепления ригеля к ко-
лонне следует пользоваться исправленными значениями:
fef/ = kti + 2с’
2 + 2С-1Д*,-
, * . kfi~l__________<1L.
1 r/,J= , 18’
14-2с___qP_
* , 18
kfj(l 4-с)-у
где с = фу/фр — коэффициент податливости; фу — изменение угла от
единичного момента между осями ригеля и колонны вследствие по-
датливости прикрепления; фР — угол поворота шарнирно опертого
ригеля от единичного момента на его опоре. Экспериментальные
данные о коэффициенте с недостаточно систематизированы; ориен-
тировочно для жесткого прикрепления ригеля к колонне на монтаж-
ной сварке или высокопрочных болтах в упругой стадии работы
можно принимать с«Д),05...0,10.
22.1.3. Приближенный расчет рамных систем на гори-
зонтальные нагрузки. При действии горизонтальной на-
грузки рамная система работает как пространственная
конструкция. Если эпюры горизонтальных смещений вы-
деленных из системы плоских рам подобны, то соотноше-
ние их жесткостей выражается только через моменты
инерции рам на каком-либо уровне и сохраняется посто-
янным по высоте. В этом случае в системе с жесткими
дисками перекрытий, симметричной относительно глав-
ных осей (рис. 22.3), ветровая нагрузка распределяется
следующим образом (с учетом знака координат xv, yt):
1) для рамы /, параллельной оси х,
wl, = w , 4 шУ? = w -у~- — mKp - • (22.1)
X] xj XT T v '
Jy J кр
2) для рамы v, параллельной оси у,
J J к
О I КО XV I XV V /с»л пх
w'= w 4®,;„=® -----------4-wi„« ----, (22.2)
yv yv 1 yv у г 1 кр г ’ ' '
х кр
— 474 —
Рис. 22.3. К приближенному расчету рамных систем на горизонталь-
ную нагрузку
а — рамная система (боковой вид, план); б — расчет способом распределения
поперечной силы; е — расчет консольным способом; г, б—определение попе-
речных сил в ригелях и колоннах; е — к определению продольных сил в ри-
геле
где wx, wv, mKJ,— расчетные интенсивности соответственно суммар-
ной ветровой нагрузки на систему, кН/м, и крутящего момента от
г t
ветра кН-м/м (см. п. 19.3); 7и/= Atvx*v, Jxv = мо-
о=—г i=—t
менты инерции горизонтальных сечений рам j и v относительно осей
t г
у их; — площадь сечения колонны jv; Jy— 2 Jyj, Jx ^rJx„ —
j=—t
соответствующие моменты инерции горизонтального сечения системы;
- 475 —
t г
2 Л/Д// + 2 —момент инерции изгибного кручения
/=—' t>=—г
системы.
В регулярной системе с одинаковым числом колонн
в параллельных рядах соотношение моментов инерции
отдельной рамы и системы просто выражается через со-
отношения площадей сечений колонн, что позволяет ис-
ключить громоздкие вычисления.
Если внутренние колонны плоской рамы имеют пло-
щадь сечения А, а крайние — А', то
_ ^Пу ~ 2Кпу — В пу АЬ2 А' В2
XV ~ 12 + 2
а при одинаковой площади колонн плоской рамы
т Пх (Пх + О («х + 2) А12
У] 12 ’
г _ пУ (кг/ + 1) (пу + 2) АЬ2
*xv |2 * (22.4)
Распределив ветровую нагрузку в системе, плоскую
раму j рассматривают как консоль и определяют по-
перечную силу QXj и изгибающий момент Mxj (рис.
22.3, б, в) от приходящейся на нее нагрузки w°x!- с учетом
догружающего влияния крутящего ветрового момента.
Если необходимо определить продольные силы в ригелях
рамы, нагрузку wx, распределяют между наветренной и
заветренной сторонами пропорционально коэффициен-
там давления ] с+|, J | и собирают в узлы рамы в виде
сосредоточенных сил W+, W~. Если учитывается дейст-
вие ветра под углом, то рамы каждого направления вна-
чале рассчитывают на соответствуюище нагрузки неза-
висимо друг от друга, а затем возникающие в них усилия
учитывают совместно (например, в колоннах — изгибаю-
щие моменты в двух плоскостях).
Один из способов расчета плоской рамы на горизон-
тальную нагрузку состоит в распределении общей по-
перечной силы QXjlfn между колоннами этажа m (рис.
22.3, б) пропорционально их собственным осевым момен-
там инерции JyV (а при разной высоте колонн этажа —
пропорционально величинам fyv/hl , где v — номер ко-
лонны). Принимая, что нулевые моментные точки в ко-
— 476 —
лоннах расположены по середине высоты этажа, а на
первом этаже—на расстоянии a«0,7/i (h—высота ко-
лонны) от ее защемления в фундаменте, дальнейший
расчет выполняют в следующем порядке:
1) прикладывая поперечные силы отдельных колонн
этажа в их нулевых моментных точках, определяют изги-
бающие моменты в колоннах;
2) сумму узловых моментов в каждой колонне этажа
распределяют между примыкающими к узлу ригелями
пропорционально их погонным жесткостям и вычисляют
поперечные силы в ригелях;
3) рассчитав последовательно все этажи, выделяют
из рамы вертикальными сечениями отдельные колонны
и определяют в них продольные силы из условия их рав-
новесия с поперечными силами в примыкающих ригелях.
В регулярных рамах наибольшие продольные силы
получаются в крайних колоннах, значительно меньшие
(и, как правило, другого знака) — во вторых от края
колоннах и нулевые продольные силы — в остальных
внутренних колоннах.
Другой, так называемый консольный способ расчета
основан на предположении о линейном изменении про-
дольных деформаций колонн (и соответствующих им
нормальных напряжений о) по ширине рамы как в кон-
сольном стержне сплошного сечения.
Кроме принятого в первом способе допущения о по-
ложении нулевых моментных точек в колоннах дополни-
тельно принимается, что нулевые моментные точки в ри-
гелях размещаются посередине их пролетов. Последова-
тельность расчета такова:
1) общий изгибающий момент принятый на
уровне расположения нулевых моментных точек этажа
т, уравновешивается продольными силами в колоннах
рассчитываемой рамы / (рис. 22.3, в):
^v,m~ &v,m Ajv = ~ XD Ajvt (22.5)
2) определив продольные силы в колоннах на всех
уровнях, рассматривают простейшие статически опреде-
лимые фрагменты, выделяемые из рамы по нулевым точ-
кам, например, начиная с правого верхнего угла (рис.
22.3, г), и устанавливают из условия равновесия попереч-
ные силы в ригелях и колоннах, а при необходимости —
и продольные силы в ригелях (рис. 22.3, е);
477
3) по известным поперечным силам, приложенным
в нулевых моментных точках, вычисляют изгибающие
моменты в ригелях и колоннах.
На втором этапе расчета, используя условия равнове-
сия более крупных фрагментов — ярусов рамы (рис.
22.3, д), можно сразу определить поперечную силу в лю-
бом сечении ригеля как сумму приращений продольных
сил в колоннах справа (или слева) от этого сечения
Г
v,т— /^i (Nс,т ^v,m+i)- (22.6)
v
Для контроля ее можно оценить как накопленную по
высоте яруса сдвигающую силу между колоннами и и
v—1, опираясь на балочную аналогию,
Тр т = _ (22.7)
Jj,; 2
где Qxj, т= у(<2х/, m+Q-ч, m+i); Sy/, v = ^А^хк — статический мо-
мент относительно оси у сечений колонн, расположенных правее (ле-
вее) ригеля, в котором определяется поперечная сила; Sy!, v, как и
Jvt, удобно выражать через относительные площади сечений колонн.
Поперечные силы в колоннах равны:
4u,m+l — , ill ’
flm-H. ~r “m
Qv,m — Qv,m+i fyn.’ (22.8)
где Tv, m, Tv±i, m — поперечные силы в ригелях пролетов lv,lv+i со-
ответственно слева и справа от рассматриваемой колонны и; km =
— Qxj, m/Qxf, m+i; в первом ярусе вместо hm принимается 2(/ii—а).
В регулярной системе с внешней пространственной
рамой при действии нагрузки wx (рис. 22.4) общий изги-
бающий момент Мх уравновешивается продольными си-
лами во всех колоннах системы, а общая поперечная си-
ла Qx распределяется поровну между гранями, парал-
лельными направлению нагрузки.
Пренебрегая нелинейностью в распределении осевых
деформаций колонн, обусловленной изгибной податливо-
стью ригелей как связей сдвига между колоннами, и при-
меняя консольный способ расчета, продольные силы
в колоннах этажа m определяют по формуле
Npjn — (Мх< m^y) xv Ар,
где Мх, т—общий изгибающий момент от нагрузки wx на уровне ну-
левых моментных точек этажа т; xv, Av — коорината и площадь
478 —
Рис. 22.4. к приближенному расчету системы с внешней пространст-
венной рамой на горизонтальную нагрузку
а — план системы; б — к условиям равновесия яруса; 1 — фактические эпюры
осевых деформаций колонн
поперечного сечения рассматриваемой колонны; Jy — момент инер-
ции горизонтального сечения всех колонн системы относительно
оси у.
Если площадь сечения угловых колонн равна А'г
а всех остальных — Д, то
- ,)Л] f.
— 479 —
При этом условии продольные силы в промежуточных
колоннах граней, перпендикулярных направлению ветра,
одинаковы.
Чтобы определить поперечные силы в ригелях и ко-
лоннах системы с двумя осями симметрии, достаточно
рассмотреть условия равновесия четвертой части яруса
abc (рис. 22.4,6). По линии сс поперечная сила в ригеле
равна нулю, но по мере продвижения к угловой колонне,
а затем к линии аа она увеличивается, уравновешивая
сумму приращений продольных сил в колоннах, распо-
ложенных правее рассматриваемого сечения ригеля.
Значения поперечных сил в ригелях и колоннах фрагмен-
та abc можно вычислить по формулам (22.6) — (22.8),
учитывая в них под знаком суммы и колонны грани Ьс,
при условии замены Qxj.m, Qxi,m+\ на (V2) Qx,m,
(’/2) Qx,m+t- Поскольку Sy,v определяется только для
фрагмента abc, момент инерции Jy вводится в формулу
(22.7) с множителем '/2.
Изгибающие моменты в ригелях и колоннах вычисля-
ют, как в консольном способе, причем в угловых колон-
нах действуют изгибающие моменты в плоскостях обеих
взаимно перпендикулярных граней.
Аналогично рассчитывают систему на нагрузку wy.
Для учета крутящего момента Мкр>т от действия ветро-
вой нагрузки выше этажа т его приближенно распре-
деляют по граням системы в виде поперечных сил
<^т « Л1кр.т/(2В), Qfm « MKp>m/(2L)
Их догружающее влияние можно оценить первым из
рассмотренных выше способов расчета плоских рам, при
этом продольные силы в угловых колоннах взаимно ком-
пенсируются, а в колоннах, ближайших к угловым, ими
можно пренебречь.
Изгибающие моменты от внецентренного опирания
ригелей и балок перекрытий, вызывающие изгиб колонн
из плоскости граней, следует определить дополнительно.
Основной недостаток приближенных способов расче-
та рамных систем относительно большой высоты состоит
в том, что они не учитывают влияния осевых деформаций
колонн на распределение усилий в системе. Соответству-
ющие поправки к усилиям можно установить методом
последовательных приближений на основе расчета дис-
кретно-континуальной модели рамы в виде составного
стержня или расчета исходной системы на ЭВМ.
— 480 —
Рис. 22.5. Перекос ячеек регу-
лярной рамы
После расчета системы на вертикальные и горизон-
тальные нагрузки составляют таблицу усилий для сече-
ний колонн и ригелей, устанавливают неблагоприятные
комбинации усилий при различных сочетаниях нагрузок,
затем подбирают и проверяют сечения в соответствии
с требованиями СНиПов [8], [10].
Коэффициент расчетной длины колонн свободных рам
с жесткими узлами принимается по СНиПу [10]. В сис-
теме с внешней пространственной рамой при проверке
устойчивости промежуточных колонн из плоскости гра-
ней допускается считать их расчетную длину равной вы-
соте этажа.
22.1.4. Перемещения рамной системы от горизонталь-
ной нагрузки. Угол перекоса (сдвига) ячеек регулярной
рамы, обусловленный упругим изгибом колонн и ригелей
в пределах высоты этажа от единичной силы Q= 1 (рис.
22.5), вычисляют по формуле
h ( 1 , 1
V Л? I -4- 1 -
12 \ nip 2.1' +(n—l)i
где iv=EJx,/l\ i=EJ/h; i' =EJ'/h — погонные жесткости соответст-
венно ригеля и средней и крайней колонн.
Если жесткости или их_соотношения меняются по вы-
соте рамы, то значения у вычисляют для нескольких
уровней. Определяют соответствующие углы перекоса
от фактической поперечной силы, вызванной
средней составляющей нормативной ветровой нагрузки,
которые не должны превышать предельно допустимых
значений (см. п. 19.4.2). Дополнительные углы перекоса
улг, возникающие от разности осевых деформаций смеж-
ных колонн при действии ветра, в крайних ячейках эта-
жа противоположны по знаку значениям yQ, а в средних
ячейках пренебрежимо малы, поэтому обычно их не учи-
тывают.
31—799
— 481 —
Прогиб рамы Д(г) от статической составляющей нор-
мативной ветровой нагрузки в направлении оси х скла-
дывается из прогиба, обусловленного осевыми деформа-
циями колонн (общий изгиб заменяющего раму консоль-
ного стержня с жесткостью EJy), и относительных
сдвиговых смещений этажей от перекоса ячеек. Прибли-
женно
2 2
f 7И Л4Н. Г
A(z)« —1 Xl dz+ (22.9)
J EJyj J x>
о о
где M*jt QHj —изгибающий момент и поперечная сила от норма-
тивной ветровой нагрузки для рамы Л4Ь Q! — то же, от единичной
горизонтальной силы по направлению искомого прогиба на уровне г.
При изменяющихся по высоте значениях EJyj-, у ин-
тегрирование выполняется по участкам. Если же они
постоянны, то прогиб верха рамы при трапециевидной
эпюре нормативной ветровой нагрузки с нижней и верх-
ней ординатами йу%/,н; ^%/,в равен:
= дс (22.10)
8EJyj 2
где
Прогиб может быть выражен только первым слагае-
мым формулы (22.10), если вместо Jy; использовать при-
веденный момент инерции,
1
Jjj = Jyi kc ’ где kc =----'------ ~ *
У! Уг V V г*> г г-i т
1 4- 4 ”с 1-L38 EJyi V
аи № Н*
(22 11)
При вычислении прогиба системы с внешней прост-
ранственной рамой значения нагрузок, усилий, жестко-
стных характеристик принимаются для системы в целом.
Прогиб Д не должен превышать предельно допусти-
мого значения [Д] =77/500 (см. п. 19.4.2). Для ветровой
нагрузки в направлении оси у прогиб здания оценивает-
ся аналогично.
При проектировании целесообразно проверять пере-
косы и прогибы сразу же после предварительного подбо-
— 482 -
Рис. 22.6. К расчету консоли по
деформированной схеме
ра сечений (см. п. 22.1.1), с тем чтобы своевременно вне-
сти изменения в размеры сечений или в компоновку сис-
темы, если перемещения существенно превышают
предельно допустимые значения.
22.1.5. О расчете по деформированной схеме. Дейст-
вие вертикальной нагрузки на систему, отклоненную от
недеформированного состояния горизонтальной нагруз-
кой, приводит к увеличению перемещений и внутренних
усилий в системе. Например, в равномерно нагруженной
консоли с линейным изменением горизонтальных пере-
мещений по ее высоте (рис. 22.6) прогиб А от расчетной
горизонтальной нагрузки w увеличивается до значения
Ао в результате влияния составляющей рАо/Д расчетной
вертикальной нагрузки. Полагая прогиб пропорциональ-
ным нагрузке, т. е. А/Ао= [w + p(&Q/H)]/w, получим
До = Дт]р,
1
где т] р = j—(ДДТа/нГ—коэффициент влияния вертикальной нагрузки
в деформированной схеме на перемещения и усилия, вызванные го-
ризонтальной поперечной нагрузкой.
При предельно допустимом значении прогиба от нор-
мативной горизонтальной (ветровой) нагрузки
(А/Д) (wH/w) =75оо и обычном для многоэтажных зда-
ний отношении p/w~40...80 значение 1,1...1,3.
Представляя раму как консоль с характеристиками
EJ-, у, можно принять для оценки цр известное более об-
щее приближение
31*
— 483 —
где Р^—рН — сумма всех постоянных и временных вертикальных на-
грузок на раму;
Якр = 1/(1 ДР1+ 1/Ра), (22.13)
Рi=7,84EJ/Н2, Р2=3/(2у)—критические значения суммарной вер-
тикальной нагрузки, соответствующие потере устойчивости упругой
консоли при изгибе, сдвиге.
Используя представление РКр=л;2£Ло/Лпр через при-
веденную гибкость, получим
1
1 ^пр
л2 ЕАа
Пр =
где
-------------------------Г 2д2 _
хпр = V л2£Л0(1/Рх4 1/Р2)= у х2 + —£Лоу; (22.14)
к=УпЧ7,84(Н/г0)= 1,\2Н/г0',
До — площадь горизонтального сечения всех колонн рамы (в ниж-
нем сечении); г0= У 7/Д0 — радиус инерции этого сечения.
Для регулярной рамы, в которой геометрические ха-
рактеристики колонн и ригелей не меняются по ее ши-
рине
где г — радиус инерции сечения колонны относительно собственной
оси, перпендикулярной плоскости рамы; i, гр — погбнные жесткости
колонны, ригеля; п=ЕЦ.
Коэффициент т]р позволяет учесть влияние деформи-
рованной схемы в виде проверки условия прочности, от-
носящегося к крайней колонне (волокну) рамы-консоли,
-у~ + -^-г1Р<УЯ или ~(Ц-Щ011р)< (22.15)
Ар uz0 Л()
где Мо — общий изгибающий момент от ветровой нагрузки в нижнем
сечении рамы; т0= (Мо/Ро) (Д0/1Г0) =ео/ро; W'o, ро= ^о/До — момент
сопротивления и ядровое расстояние нижнего горизонтального сече-
ния рамы; в регулярной раме р0= [(n+2)/(6n)]L.
С другой стороны, рассматривая раму как консоль,
— 484 —
внецентренно сжатую с постоянным эксцентриситетом
ео=Мо/Ро, можно взамен формулы (22.15) использовать
нормативное условие ее общей устойчивости
P0/(qeA0)<yR, (22.16)
где (ре — коэффициент, определяемый для рамы как для сквозного
стержня с условной приведенной гибкостью ХПр=^прУЛ R/Е и отно-
сительным эксцентриситетом т0; он принимается не более коэффи-
циента продольного изгиба, соответствующего гибкости ХПР.
Из сопоставления формул (22.15) и (22.16) получаем
Яр = (1 — фг)/(фе т0).
Эта оценка приводит, как правило, к более высоким
значениям т)р, чем формула (22.12), из-за использования
схемы внецентренно сжатой консоли вместо сжато-изо-
гнутой.
Влияние деформированной схемы рамы (в целом) не-
обходимо учитывать и в расчете устойчивости отдельных
колонн рамы, принимая расчетные значения продольной
силы и изгибающего момента для колонны по формулам:
N = Np -J- Nw т]р; М — Мр -j- Mw Т]р, (22.17)
где Np, Мр.— усилия от вертикальной нагрузки (с учетом коэффици-
ентов сочетаний); Nw, Mw—то же, от горизонтальной нагрузки.
Нормативное условие устойчивости колонны как вне-
центренно сжатого стержня
ЛГ/(ф“Л) < уЯ, (22.18)
где Фе — коэффициент, определяемый в зависимости от условной
гибкости колонны Хк=Хку^R/Е и приведенного эксцентриситета
mK=r\m = n](M/N) (А/W) =т](е/р); XK = p(/i/r); ц — коэффициент рас-
четной длины колонны для многоэтажных свободных рам, опреде-
ляется по СНиПу [10]; т] — коэффициент влияния формы сечения
сплошной колонны; р — ядровое расстояние сечения колонны.
Если проверка по формуле (22.18) выполняется для
крайней колонны в нижнем сечении рамы-консоли и пол-
ная вертикальная нагрузка Ро распределяется между ко-
лоннами пропорционально площади их поперечных сече-
ний, то N = NP(1+ (ЛиЛгр)т)р) = Р0(Л/Л0) O+Wb) «
«Р0Л/(феЛ0) и формула (22.18) приводится к виду
Р0/(фекФеД0) < уЯ, (22.19)
объединяющему влияние деформированной схемы на об-
щую устойчивость рамы и устойчивость отдельной ко-
лонны.
— 485 —
22.2. ОСОБЕННОСТИ РАСЧЕТА СВЯЗЕВЫХ
И РАМНО-СВЯЗЕВЫХ СИСТЕМ
Вертикальные постоянные и временные нагрузки в со-
ответствии с компоновкой системы и схемой опирания
стен, плит, балок перекрытий собирают на колонны, не
входящие в связевую конструкцию, на колонны связевых
конструкций и на стенки диафрагм и стволов жесткости.
Для стенок с включенными в них колоннами вертикаль-
ная нагрузка распределяется между стенкой и колонна-
ми пропорционально их осевым жесткостям.
По аналогии с рамными системами рассматривают
схемы сплошного и частичного загружения системы вре-
менными вертикальными нагрузками. Чаще всего верти-
кальные нагрузки не вызывают горизонтальных смеще-
ний, существенных для работы системы. Но при значи-
тельных эксцентриситетах общей продольной силы,
действующей в связевой конструкции, или разных осевых
деформациях ее вертикальных элементов возникает
изгиб или кручение всей системы, которые можно учесть
методами, изложенными в учебных пособиях [2, 3].
При действии горизонтальных нагрузок связевые
и рамно-связевые системы работают как пространствен-
ные конструкции. Поэтому сначала распределяют на-
грузки или вызванные ими обобщенные усилия между
частями и элементами системы (см. п. 22.2.4), после чего
рассматривают их независимо друг от друга. Для расче-
та связевых и рамно-связевых систем на ЭВМ использу-
ются специализированные и универсальные программы.
22.2.1. Особенности расчета колонн. Колонны, не вхо-
дящие в связевую конструкцию, испытывают продольные
силы от вертикальных нагрузок и относительно неболь-
шие изгибающие моменты. При свободном прикреплении
ригелей крайние колонны (рис. 22.7, а) загружены сосре-
доточенными моментами Mi — Qe внецентренного прило-
жения опорных давлений ригелей от постоянной и вре-
менной нагрузок, промежуточные колонны (рис.
22.7,6)—разностью соответствующих моментов М2=
— Qnen—флбл при односторонней временной нагрузке на
одном из перекрытий (учет односторонней нагрузки на
двух перекрытиях несколько увеличивает расчетный мо-
мент, но уменьшает продольную силу в колонне).
При неточном изготовлении и монтаже перелом оси
колонны в месте стыка приводит к появлению горизон-
— 486 —
Рис. 22.7. К расчету колонн и ригелей в связевой системе
тальной силы T=eN. Если стык, как обычно, вынесен за
пределы ригеля, то в колонне возникают дополнительные
моменты (рис. 22.7, в). Из обследования железобетонных
каркасов [11] получено значение 8 — 0,01. Стальные кар-
касы изучены в этом отношении недостаточно, неясно
также фактическое положение линии действия продоль-
ной силы в стыке с переломом оси. Но указанное значе-
ние е близко к соотношению между условной поперечной
силой (2Усл центрально сжатой колонны и продольной
силой W и может быть принято как первое приближение.
Влияние случайных эксцентриситетов из-за смещения
осей стальных колонн в стыке, а также изгиба колонн
местной ветровой нагрузкой в пределах высоты этажа
в большинстве случаев пренебрежимо мало.
В рамно-связевых системах дополнительно учитыва-
ют изгибающие моменты и продольные силы в колоннах
от горизонтальных нагрузок.
22.2.2. Особенности расчета ригелей и балок перекры-
тий. Шарнирно опертые и частично защемленные ригели
и балки перекрытий связевых и рамно-связевых систем
воспринимают главным образом изгибающие моменты.
Вместе с тем в них возникают и продольные силы (сжи-
мающие или растягивающие), обусловленные давлением
ветра на наружные стены, внецентренным приложением
вертикальной нагрузки к колоннам (рис. 22.7, б) и пере-
ломом осей колонн. Если продольная сила в ригеле зави-
сит от перелома осей нескольких колонн (рис. 22.7, г), то
согласно работе [11] ее можно определить по суммар-
ной силе
To = 6n2'v’
где п — число учитываемых колонн; Еп = 0,01/г~1/3 — вероятное зна-
чение угла перелома п колонн.
При одинаковых продольных силах в колоннах То—
= 0,01 n2/3N. Аналогичное правило, ввиду отсутствия бо-
лее обоснованных данных, можно принять для суммиро-
вания условных поперечных сил в колоннах Qo —
п ^СЛ
= п~!/32С2Усл, если их учитывают взамен сил Т.
На действие силы То (или Qoycjl ) необходимо прове-
рить как сечения ригелей и баЛок, так и узлы их при-
крепления к колоннам и связевым конструкциям.
22.2.3. Особенности расчета стальных связевых кон-
струкций. При известных вертикальных и горизонталь-
— 488 —
них нагрузках стальные связевые конструкции в виде
плоских и пространственных ферм (см. рис. 20.2, 20.18)
рассчитывают методами строительной механики.
В приближенном расчете решетчатая конструкция
заменяется эквивалентной по жесткостным характерис-
тикам сплошной конструкцией, в сечениях которой и оп-
ределяют обобщенные внутренние усилия (продольные
No и поперечные Qox, Qoy силы, изгибающие AfOx, AfOy
и крутящие Л1Кр моменты); при необходимости (рис.
22.8) должна быть раскрыта статическая неопредели-
мость заменяющей сплошной конструкции. По обобщен-
ным усилиям обычными приемами определяют продоль-
ные силы в поясах (колоннах), распорках (ригелях) и
раскосах связевой конструкции, при этом в пространст-
венных фермах предварительно распределяют обобщен-
ные поперечные силы и крутящий момент по плоским
граням такими же способами, как в решетчатых башнях
высотных сооружений.
Приближенный расчет многопоясной, внутренне ста-
тически неопределимой плоской фермы (рис. 22.9) мож-
но выполнить следующим образом:
1) усилие No распределить между колоннами пропор-
ционально площади их поперечных сечений;
2) по аналогии с консольным способом расчета рам
продольные силы в колоннах от изгибающего момента
Мох определить по формуле (22.5), сдвигающие силы
между колоннами — по формуле (22.6) или через по-
перечную силу Qox по формуле (22.7);
3) соответствующие усилия в раскосах фермы вычис-
лить по формуле Pv — Tv/sinav; эти усилия могут быть
и растягивающими, и сжимающими в зависимости от на-
правления раскоса и ветровой нагрузки;
4) продольные силы в ригелях-распорках установить
из условия равновесия узлов фермы.
Осевое сжатие колонн вертикальными нагрузками
вызывает дополнительные напряжения в раскосах связе-
вых ферм. В двухпоясных фермах эти напряжения вы-
числяют по следующим формулам:
для крестовой решетки (см. рис. 20.19, е)
ДО» -----------------------
I АР Ь* лр
h2 "Г d А ‘ dh2 АрИГ
(22.20)
— 489 —
Рис. 22.9. К расчету мно-
гопоясной плоской фер-
мы
Рис. 22.8. К определению неиз-
вестных обобщенных внутрен-
них усилий в статически неоп-
ределимой связевой конструк-
ции
(22.21)
для полураскосной решетки (см. рис. 20.19, в, г)
До «----------2, I
d2 b?> А
h2 + 24d 7риг
где aK = N/A—осевое напряжение в колонне; d — длина раскоса; Д,
Дриг, Др — площади поперечного сечения соответственно колонны, ри-
геля, раскоса; 7РИг — момент инерции сечения ригеля.
В полураскосной решетке необходимо учесть усилия
в раскосах от вертикальной нагрузки на поддерживае-
мый ими ригель. Для раскосов многопоясной фермы
с решеткой по схеме рис. 22.9 пригодна формула (22.20).
Из усилий в раскосах ДоДр, приложенных в узлах фер-
мы, вычисляют дополнительные усилия в ригелях-рас-
порках и при необходимости разгружающие усилия в ко-
лоннах. После подбора и проверки сечений связевых
ферм определяют их перемещения от средней составля-
ющей нормативной ветровой нагрузки: углы перекоса
(сдвига) панелей — по формуле у = yQH, прогибы — по
формуле (22.9) или, в частном случае трапециевидной
нагрузки, — по формуле (22.10).
— 490 —
Значение угла сдвига панели двухпоясной фермы от
единичной поперечной силы определяют по следующим
формулам: ,
а) для крестовой решетки с обоими работающими
раскосами (см. рис. 20.19, е)
1 d3
у =---------; (22.22)
Г 2£ЛР № ' 7
б) для крестовой решетки с одним работающим (рас-
тянутым) раскосом, а также для треугольной и раскос-
ной решеток (см. рис. 20.19, а, б)
в) для полураскосной решетки (см. рис. 20.19, в, г)
-2d3
<22-М)
Для многопоясной плоской фермы (см. рис. 22.9) с п
одинаковыми ячейками по ширине фермы угол сдвига
панели уф—у/п, а при различающихся ячейках
1
УФ = . (22.25)
1/?1 + 1/?2 + • • • 1/Ул
При определении прогиба пространственной связевой
фермы учитывается момент инерции всех колонн-поясов
ее поперечного сечения, а угол сдвига фермы уф опреде-
ляется умножением угла сдвига ее грани, параллельной
направлению единичной поперечной силы, на коэффици-
ент распределения поперечной силы для этой грани.
Кроме того, необходимо проверить углы перекоса
наиболее неблагоприятно расположенных ячеек здания,
примыкающих к связевым конструкциям или располо-
женных между ними (см. рис. 19.4), и сравнить их с пре-
дельно допустимыми значениями.
22.2.4. Распределение горизонтальной нагрузки в свя-
зевой системе. Рассмотрим систему из нескольких связе-
вых конструкций (рис. 22.10), объединенных жесткими
перекрытиями, пренебрегая собственной изгибной жест-
костью колонн, расположенных вне связевых конструк-
ций. Предполагаем, что соотношение жесткостных
характеристик в системе, установленное для некоторого
уровня, например нижнего, не изменяется с высотой.
Для поперечного сечения г-той связевой конструкции
— 491 —
Рис. 22.10. к расчету связевой системы на горизонтальную нагрузку
Рис. 22.11. Стволы жесткости открытого и замкнутого сечений
вводятся собственные геометрические характеристики:
Jxi, Jyi — осевые моменты инерции; /кг- — момент инер-
ции свободного кручения; — момент инерции изгиб-
ного кручения.
Момент инерции изгибного кручения для стволов от-
крытого двутаврового сечения вычисляют по следующим
формулам (индекс i опущен):
для ствола со сплошными стенками (рис. 22.11, а)
^«^4/24;
для ствола с решетчатыми стенками (рис. 22.11, б)
^«2^>в(Ьс/2)2 kc>
где Jvb = 2A(Bc/2)2; &с==1/(1+3,8£4,вУв)/#2); ув — угол сдвига фер-
мы шириной Вс, определяемый по формулам (22.22)—(22.25); Н —
высота ствола.
Момент инерции свободного кручения для стволов
— 492 —
замкнутого прямоугольного сечения определяют по сле-
дующим формулам:
для ствола со сплошными стенками (рис. 22.11, в)
2В2!2
J« = Bc/Is+Lc/Il
для ствола с решетчатыми гранями (рис. 22.11, г)
где ув, уь — углы сдвига ферм-граней шириной Вс, Lc', G — модуль
сдвига; для стали и бетона G^0,4E.
Геометрические характеристики связевых конструк-
ций из разных материалов приводят к одному материа-
лу умножением на отношение модулей упругости. Влия-
ние проемов в стволах со сплошными стенками учитыва-
ют способами, рассмотренными в книгах [2, 11].
Чтобы упростить расчет, обычно принимают для ство-
лов открытого сечения (для стволов уголкового и
крестового сечения также и ~0), для стволов замкну-
того сечения для плоских диафрагм, сплошных
и решетчатых, /к~0, и, кроме того, пренебрегают
осевым моментом инерции при изгибе диафрагмы из ее
плоскости.
Геометрические характеристики для связевой систе-
мы в целом определяют по формулам:
п п п
Jxi; = 2typ, =2jki\
n n n
— 2 JxC X1 + 2 Jyi Ус + 2 Jai,
где Xi, yt — координаты центра тяжести z'-той связевой конструкции
относительно центра жесткостей системы.
Координаты центра жесткостей относительно геомет-
рического центра плана здания выражаются формулами:
*0 ~ ^хС Хс^х’, У(,~ ус Ус^у,
где лг(-, у{ определяют положение центра тяжести t-тои связевои
конструкции; предполагается, что в отношении хотя бы одной из
осей плана здания асимметрия расположения связевых конструкций
мала и поэтому можно пренебречь поворотом осей хоу относитель-
но х' о' у'.
— 493
Расчетная ветровая нагрузка на здание (с учетом
пульсационной составляющей) характеризуется (см.
п. 19.3.2) интенсивностями распределенной нагрузки wXt
wy, кН/м, и крутящего момента ткр, кН м/м, вычислен-
ного с учетом эксцентриситета приложения нагрузок от-
носительно центра жесткостей.
Рассматривая систему в целом как тонкостенный кон-
сольный стержень с жесткостями GJK и EJm и характе-
ристикой й2 = б/к/£'/ш«0,4 (/к//в), предварительно рас-
пределяют тКр на момент свободного кручения тк и
изгибно-крутящий момент mw, различно изменяющиеся
по высоте системы.
После этого нагрузки в системе распределяются сле-
дующим образом (с учетом знака координат xit yt):
в направлении оси х
wxi = wxi + (Jyi <22-26>
в направлении оси у
wyl = wyi + wyt «= ®y {JxlUx) + (Jxl (22- 27)
крутящий момент на ствол открытого сечения
m<oi” m®(^oi^co); (22.28)
крутящий момент на ствол замкнутого сечения
(^кг^к)- (22.29)
Возможно приближенное распределение крутящего
момента ткр, основанное на замене жесткости свободно-
го кручения GJKi стволов замкнутого сечения эквивалент-
ной жесткостью изгибного кручения EJ^i и позволяющее
отказаться от расчетной схемы тонкостенного стержня,
поскольку в системе с нулевой жесткостью свободного
кручения mK==0, mw==mKp [11].
Поскольку зависимость от координаты z углов закру-
чивания ствола при свободном и изгибном кручении раз-
лична, в качестве условия эквивалентности используется
равенство средних по высоте ствола углов закручивания
или равенство соответствующих критических сил [11],
что приводит к выражению — 0,05 JKiH2. При таком
подходе в формулах (22.26) — (22.28) принимается —
= ткр> вместо вводится где / — число
стволов замкнутого сечения, а взамен tnRt на ствол замк-
нутого сечения передается ты£ =mKP(JailJa ).
— 494 —
Рис, Й2.12. Плоская расчетная
схема рамно-связевой системы
п — число сплошных связевых кон-
струкций; т — то же, решетчатых;
k — число плоских рам
Соотношения геометрических характеристик в фор-
мулах (22.26) — (22.29) выполняют роль коэффициентов
распределения нагрузки, которые по принятому выше
предположению не зависят от рассматриваемого уровня
z. Поэтому эпюры нагрузок для отдельной связевой
конструкции подобны эпюрам нагрузок на систему в це-
лом. Для оценки коэффициентов распределения доста-
точно знать относительные площади элементов, образу-
ющих связевые конструкции, и основные геометрические
размеры.
Распределив нагрузки в системе, каждую связевую
конструкцию рассчитывают независимо от других.
В стволах открытого сечения с 0 кроме усилий по-
перечного изгиба дополнительно учитывают бимомент
. В стволе двутаврового сечения (см. рис. 22.11, а, б)
бимомент эквивалентен действующим в плоскости полок
противоположно направленным парам с абсолютной ве-
личиной BJLC.
Влияние деформированной схемы на работу связевой
системы приближенно оценивают коэффициентом (см.
п. 22.1.5), который определяют для системы в целом.
При этом учитывают всю вертикальную нагрузку много-
этажного здания и при необходимости — влияние пере-
мещений при кручении системы [2, 3].
Более сложные связевые системы с разнотипными
конструкциями, с переменным по высоте здания отноше-
нием жесткостных характеристик и другими особенностя-
ми рассмотрены в учебных пособиях [2, 3].
22.2.5. О распределении нагрузок в рамно-связевой
системе. Для основных рамно-связевых систем (см.
и. 20.1) устанавливают прежде всего распределение на-
грузок между ее связевой и рамной частями.
При расчете системы на изгиб используют плоскую
расчетную схему (рис. 22.12), в которой разнотипные
— 495 —
конструкции соединены шарнирно прикрепленными
стержнями, заменяющими жесткие диски перекрытий.
Так как формы изгиба отдельных независимо работаю-
щих конструкций различны, при их объединении в систе-
му возникают силы взаимодействия, обеспечивающие
одинаковые горизонтальные перемещения конструкций
на любом уровне. Эти силы и соответствующее им рас-
пределение нагрузки можно установить на основе дис-
кретной схемы, учитывая все связи-перекрытия или их
часть, или из расчета дискретно-континуальной расчет-
ной схемы [2, 3]. Аналогичный подход используют для
расчета системы на кручение.
22.3. УЧЕТ УСЛОВИЙ ВОЗВЕДЕНИЯ ЗДАНИЙ
ПРИ РАСЧЕТЕ КОНСТРУКЦИЙ
Условия нагружения и работы несущей системы мно-
гоэтажного здания при его возведении и эксплуатации
могут резко различаться.
При строительстве здания изменяются его форма,
размеры, распределение масс и жесткостей, взаимодей-
ствие элементов. Это влияет на значения и распределе-
ние атмосферных нагрузок и воздействий, нагрузок от
веса конструкций и частей здания; возникают нагрузки
от монтажных механизмов, складируемых изделий и ма-
териалов. Несущая система здания меняется в процессе
его возведения, поэтому для определения внутренних
усилий, деформаций и перемещений системы и проверки
ее монтажной жизнеспособности следует рассматривать
переменную во времени расчетную схему [2]. Для рас-
четных значений кратковременных нагрузок, учитывае-
мых в этой стадии, нормы [8] предусматривают сниже-
ние на 20 %, так как продолжительность возведения на-
много меньше срока службы здания.
Расчетные схемы конструкций должны соответство-
вать принятому методу возведения здания, последова-
тельности монтажа элементов и включения их в работу
системы, а также учитывать возможность изменения во
времени их жесткостных характеристик и условий опи-
рания. Следует проверить допустимость того или иного
опережения крановой сборки по отношению к бетониро-
ванию диафрагм, стволов жесткости, перекрытий и при-
нять решение по размещению монтажных связей. Важ-
но выяснить характер взаимодействия несущих и ограж-
— 496 —
дающих конструкции в процессе возведения здания и,
в частности, согласовать допуски и проектные зазоры
в стыках ограждающих элементов с ожидаемыми дефор-
мациями и перемещениями несущей системы, обеспечи-
вая возможность беспрепятственного монтажа стен, вит-
ражей, остекления.
При выборе метода предварительного напряжения
несущих систем, показанных на рис. 20.8, ж,з, необходи-
мо учитывать последовательность приложения постоян-
ных нагрузок при монтаже здания и проверять расчетом
состояния системы, возникающие на всех этапах ее ра-
боты (до создания усилий предварительного напряже-
ния, в процессе создания и после него). Следует иметь
в виду, что после предварительного напряжения такие
системы ведут себя как статически неопределимые не
только при горизонтальных, но и при вертикальных на-
грузках; в частности, вертикальные нагрузки от веса пе-
рекрытий и стен распределяются в месте их приложения
между нижней и верхней частями предварительно напря-
женных подвесок и вант, вызывая в них соответственно
сжимающие и растягивающие усилия. Это необходимо
учитывать при выборе требуемого значения усилий пред-
варительного напряжения в зависимости от того, допус-
кается ли выключение подвесок и вант при возможных
сжимающих усилиях.
СПИСОК ЛИТЕРАТУРЫ
1. Дроздов П. Ф., Додонов М. И., Паньшин Л. Л., Саруха-
нян Р. Л. Проектирование и расчет многоэтажных гражданских зда-
ний и их элементов: Учеб, пособие для вузов/Под ред. П. Ф. Дроздо-
ва— М.: Стройиздат, 1986.
2. Дроздов П. Ф. Конструирование и расчет несущих систем мно-
гоэтажных зданий и их элементов: Учеб, пособие для вузов. — М.:
Стройиздат, 1977.
3. Железобетонные конструкции: Специальный курс: Учеб, посо-
бие для вузов/Под ред. В. Н. Байкова.— 3-е изд., перераб. — М:
Стройиздат, 1981.
4. Попкова О. М. Конструкции высотных зданий за рубежом:
Обзор — М.: ЦИНИС Госстроя СССР, 1973.
5. Попкова О. М. Конструкции зданий с консольными этажами:
Обзор. — М.: ЦИНИС Госстроя СССР, 1978.
6. Попкова О. М. Конструкции зданий с подвешенными этажа-
ми: Обзор. — М.: ЦИНИС Госстроя СССР, 1976.
7. Справочник проектировщика. Металлические конструкции/Под
ред. Н. П. Мельникова. — 2-е изд. — М.: Стройиздат, 1980.
8. СНиП 2.01.07—85. Нагрузки и воздействия. — М.: ЦИТП Гос-
строя СССР, 1986.
32—799
- 497 —
9. СНиП 2.01.07—85. Нагрузки и воздействия: Дополнения.
Разд. 10. Прогибы и перемещения. — М.: ЦИТП Госстроя СССР,
10. СНиП 11-23-81*. Стальные конструкции. — М.: ЦИТП Гос-
строя СССР, 1988.
11. Ханджи В. В. Расчет многоэтажных зданий со связевым
каркасом. — М.: Стройиздат, 1977.
12. Харт Ф., Хенн В., Зонтаг X. Атлас стальных конструкций:
Многоэтажные здания/Пер. с нем. — М.: Стройиздат, 1977.
13. Швиденко В. И. Монтаж высотных зданий. — Киев: Буди-
вельник, 1977.
14. Шуллер В. Конструкции высотных зданий/Пер. с англ. — М.:
Стройиздат, 1979.
15. Planning and Design of Tall Buildings: vol. SB: Structural
Design of Tall Steel Buildings/ed. in chief L. S. Beedle. — ASCE. —
New York, 1979.
16. Planning and Design of Tall Buildings: vol. SL: Tall Buil-
dings Criteria and Loading/ed. in chief L. S. Beedle.—ASCE.—New
York, 1980.
17. Planning and Design of Tall Buildings: vol. SC: Tall Buil-
dings Systems and Concepts/ed. in chief L. S. Beedle. — ASCE.—
New York, 1980.
18. Planning and Design of Tall Buildings: vol. PC: Planning
and Environmental Criteria for Tall Buildings/ed in chief L. S. Be-
edle.— ASCE. — New York, 1981.
РАЗДЕЛ V
Пролетные строения мостов
ГЛАВА 23. ОСОБЕННОСТИ
МЕТАЛЛ ИЧЕСКИХ МОСТОВ И ИХ МЕСТО
В МЕТАЛЛОСТРОИТЕЛЬСТВЕ
И МОСТОСТРОЕНИИ
Мостами называют сооружения, служащие для про-
пуска транспорта над препятствиями, чаще всего над
водными преградами. Мост состоит из одного или не-
скольких пролетных строений и из опор. Металлически-
ми называют мосты, имеющие металлические (выпол-
ненные полностью или главным образом из металла)
пролетные строения. Некоторые части металлических
пролетных строений могут быть железобетонными, дере-
вянными и т. д.
23.1. ОСНОВНЫЕ ЭТАПЫ
РАЗВИТИЯ МЕТАЛЛИЧЕСКИХ МОСТОВ
Многие тысячелетия мосты строили только из камня
или дерева. Если не принимать во внимание небольшое
число старейших висячих мостов, построенных в Азии
с применением цепей из кованых железных звеньев,
можно считать, что развитие металлического мосто-
строения началось со второй половины XVIII в. Этот про-
цесс можно разделить на пять основных этапов.
Первый этап, охватывающий конец XVIII и начало
XIX вв., характеризуется прежде всего строительством
чугунных арочных мостов в Европе. Ряд таких мостов
был сооружен в Петербурге. На первом этапе получило
также развитие строительство цепных висячих мостов
(с шарнирными цепями из плоских звеньев).
Второй этап связан с началом бурного строительства
железных дорог в Европе и Америке и приходится на се-
редину XIX в. Массовость строительства, рост подвиж-
ных нагрузок и динамических воздействий потребовали
32*
— 499 —
устройства балочных металлических мостов, причем чу-
гун был постепенно вытеснен сварочным железом. По-
явились мосты со сплошными балками (например,
коробчатый мост «Британия» с пролетами по 140 м и
пропуском поездов внутри коробки) и со сквозными
многорешетчатыми фермами, заимствовавшими перво-
начально конструктивную форму от деревянных конст-
рукций— ферм Тауна. Почти единственным способом
соединений элементов оказываются заклепочные соеди-
нения.
Третий этап (конец XIX в.) связан прежде всего с ус-
пехами строительной механики. Металлические конст-
рукции отличаются четкостью работы, близкой к иде-
альным моделям строительной механики. Металлические
мосты оказались первым видом металлических конст-
рукций, получившим массовое распространение. Естест-
венно, что строительная механика развивалась тогда
в тех направлениях, которые определялись задачами ме-
таллического мостостроения. Успехи строительной меха-
ники очень быстро реализовывались в конструктивных
формах металлических мостов. Разработка методов рас-
чета обусловила переход от эмпирически найденных
решений к конструкциям, обоснованным расчетом. Мно-
горешетчатые фермы были заменены фермами с простой
и шпренгельной решеткой (первый в мире мост через
Енисей у Красноярска, 1896 г.), появились неразрезные
пролетные строения. Характерно увелечеНие шарнирно-
консольными конструкциями, в результате которого на
рубеже XIX и XX вв. появились такие гигантские мосты,
как Фортский (пролеты по 521 м) и Квебекский (пролет
549 м). Для третьего этапа характерна также замена
сварочного железа литым железом — непосредственным
предшественником современных сталей.
Четвертый этап (начало XX в. до второй мировой вой-
ны) — период быстрого совершенствования и развития
разнообразных систем и схем пролетных строений ме-
таллических мостов. Развивается вариантное проектиро-
вание, почти для каждого моста сопоставляется большое
число вариантов различных систем и очертаний. Балоч-
ные пролетные строения в основном имеют переменную
высоту и очертания, отвечающие огибающим эпюрам
моментов. От поветвевого монтажа на сплошных подмос-
тях переходят к современному монтажу из элементов
заводского изготовления. Материалом пролетных строе-
- 500 —
ний становится малоуглеродистая сталь. Прочные пози-
ции завоевывает принцип концентрации материала.
В США развиваются большепролетные (с пролетами
около 1000 м и более) висячие мосты с прядением в про-
лете кабелей из параллельных проволок, во Франции —
распорные вантовые мосты. Второе рождение пережива-
ют арочные мосты (Сиднейский мост, мост Кил Ван-Кул,
советские мосты через Старый и Новый Днепр, москво-
рецкие мосты в Москве).
Пятый, современный этап (после второй мировой
войны) можно назвать периодом совершенствования тех-
нологии и деталей конструкций, а также торжества
принципа совмещения функций в конструктивной форме.
Изготовление металлических конструкций постоянных
мостов становится полностью индустриальным. Широкое
развитие, прежде всего в СССР, а затем и в зарубежных
странах получают типизация и унификация пролетных
строений. Заклепочные соединения уходят в прошлое,
в заводских соединениях полностью переходят на свар-
ку, преимущественно автоматическую, а в монтажных
соединениях — преимущественно на высокопрочные бол-
ты. Широкое распространение получает прогрессивный
способ монтажа навесной сборкой [17]. В балочных про-
летных строениях уверенно переходят на очертания
с параллельными поясами. Малоуглеродистые стали вы-
тесняются хладостойкими, коррозиестойкими и эконо-
мичными низколегированными сталями. Массовое рас-
пространение получают сталежелезобетонные пролетные
строения, появляются пролетные строения с совместной
работой стальной ортотропной плиты проезжей части и
главных балок и современные коробчатые мосты, а так-
же вантово-балочные пролетные строения — новая кон-
структивная форма, появившаяся в ФРГ и быстро рас-
пространившаяся по всему миру.
23.2. ВИДЫ СОВРЕМЕННЫХ
МЕТАЛЛИЧЕСКИХ МОСТОВ
В зависимости от уровня пропуска транспорта мосты
и пролетные строения могут быть с ездой поверху, пони-
зу и посередине (рис. 23.1). На больших мостах транс-
порт пропускают иногда в два яруса; такие мосты назы-
ваются двухъярусными.
При классификации по назначению следует разли-
— 501 —
Рие. 23.1. Основные виды пролетных строений с ездой поверху (а),
понизу (б) и посередине (в)
1—3 — сплошностенчатые; 4, 1—9— комбинированные; 5, 6 — сквозные
чать железнодорожные, автодорожные, городские, пеше-
ходные и трубопроводные мосты. Городские мосты близ-
ки к автодорожным, но отличаются от них габаритами
(что связано с меньшими скоростями движения и воз-
можностью весьма большого числа полос движения), осо-
бым вниманием к архитектурному облику моста, что час-
то определяет индивидуальность его конструкции, и во
многих случаях предназначенностью к пропуску не только
безрельсового, но и рельсового городского транспорта
(трамвай, метро, электричка). Мосты, выполняющие
функции одновременно железнодорожного (общей сети
или промышленного транспорта) и автодорожного или
городского моста, называют совмещенными. Автодо-
рожные и городские мосты почти всегда предусматрива-
ют пропуск пешеходов, а специальные пешеходные мо-
сты при достаточной ширине обычно проверяют на про-
пуск одиночных автомашин. Трубопроводными называют
мосты, основное назначение которых—поддержание
трубопровода [26].
Система моста определяет внешние особенности его
работы с позиций строительной механики, прежде всего
характер возникающих от вертикальных нагрузок опор-
ных реакций. Соответственно различают следующие си-
стемы:
балочные — в случае возникновения только верти-
— 502 —
кальных опорных реакций (см. рис. 23.1, системы /, 2, 5,
6, 8, 9);
арочные — в случае возникновения распора, стремя-
щегося раздвинуть опоры, и наличия основных несущих
элементов арочного очертания (см. рис. 23.1, система 4);
рамные — в случае возникновения аналогичного рас-
пора и выполнения верхних элементов опор жестко сое-
диненными с пролетным строением (см. рис. 23.1, систе-
ма 3);
висячие — в случае возникновения распора, стремя-
щегося сблизить анкерные массивы или опоры (см. рис.
23.1, система 7).
В зависимости от особенностей взаимодействия про-
летов каждая из перечисленных систем (и прежде всего
балочная) может быть разрезной, неразрезной, шарнир-
но-консольной и т. д.
Конструкции пролетных строений проще всего разде-
лить на сплошностенчатые, сквозные и комбинированные
(см. рис. 23.1). Среди сквозных и комбинированных кон-
струкций видное место занимают решетчатые конструк-
ции. Особого внимания заслуживают висячие и вантовые
комбинированные конструкции.
Хотя для обозначения многих систем и видов конст-
рукций используют одни и те же термины, смешивать
понятия системы и вида конструкции не следует.
Железнодорожные металлические мосты чаще всего
устраивают с ездой понизу, причем применяют балочную
систему (разрезную или неразрезную) и сквозную ре-
шетчатую конструкцию. Для автодорожных и городских
мостов наиболее характерна езда поверху с применени-
ем также балочной системы (неразрезной или разрез-
ной) и сплошностенчатой конструкции.
Конструкции пролетных строений и системы автодо-
рожных, городских и пешеходных мостов значительно
более разнообразны, чем железнодоржных мостов. В на-
стоящее время достаточно широко применяют также
комбинированные конструкции балочной и арочной си-
стем, вантовые и висячие комбинированные конструк-
ции, сплошностенчатые с ездой поверху конструкции
рамной системы и т. д. Для трубопроводных мостов наи-
более характерны висячие и вантовые конструкции.
К особым видам металлических мостов относятся:
разводные мосты, допускающие пропуск судов при недо-
статочной высоте подмостового габарита; виадуки, пере-
— 503 —
крывающие долины на большой высоте (отличаются
весьма высокими промежуточными опорами, располо-
женными вне водной преграды); путепроводы при пере-
сечениях дорог в разных уровнях; эстакады, служащие
(взамен насыпи) для пропуска дороги над поверхностью
земли, но при сохранении пространства под дорогой при-
годным для использования; разборные мостовые метал-
лические конструкции, допускающие многократное при-
менение во временных мостах; наплавные и поплавко-
вые мосты, в которых пролетные строения опираются на
плавучие опоры или заанкеренные за дно подводные по-
плавки.
23.3. ЧАСТИ ПРОЛЕТНЫХ СТРОЕНИЯ
И ВИДЫ МОСТОВОГО ПОЛОТНА
Основными частями металлического пролетного стро-
ения являются главные фермы, проезжая часть и связи.
Сплошностенчатые главные фермы называют обычно
главными балками. Главные фермы (балки) перекрыва-
ют пролеты и передают нагрузки на опоры.
Проезжая часть служит для пропуска транспорта
и пешеходов, она воспринимает подвижные нагрузки и
передает соответствующие усилия главным фермам.
В состав проезжей части наряду с несущими конструк-
циями проезда и тротуаров входят мостовое полотно,
перила, конструкции водоотвода, деформационные швы,
а в автодорожных и городских мостах, кроме того, барь-
ерные или парапетные ограждения проезда (при дере-
вянном мостовом полотне — колесоотбои).
В металлических мостах применяют три главных ви-
да несущих конструкций проезжей части: балочная
клетка — совокупность стальных поперечных и продоль-
ных балок, несущих мостовое полотно; железобетонная
плита, плоская или ребристая (с железобетонными или
стальными ребрами или балками); стальная ортотроп-
ная плита — сварная стальная конструкция в виде гори-
зонтального листа, подкрепленного ребрами и балками.
Связи между главными фермами (балками) в зави-
симости от их расположения называют поперечными,
верхними продольными и нижними продольными. Они
обеспечивают устойчивость главных ферм (балок), рас-
пределяют вертикальные нагрузки между ними и вос-
принимают горизонтальные нагрузки. Связи придают
работе пролетного строения ярко выраженный простран*
— 504
ственный характер. Иногда их устраивают и между бал-
ками проезжей части.
В состав проезжей части или связей включают обыч-
но располагаемые над опорами домкратные балки (или
фермы), необходимые для подъема и опускания пролет-
ного строения при монтаже, предварительном напряже-
нии й регулировании, ремонтах и т. д.
Кроме перечисленных основных частей металлическое
пролетное строение должно иметь опорные части, пере-
дающие усилия между пролетным строением и опорами,
закрепляющие пролетное строение на опорах и обеспе-
чивающие необходимые свободные перемещения пролет-
ного строения относительно опоры. Большинство кон-
струкций имеет смотровые приспособления, облегчаю-
щие текущее содержание пролетного строения.
На пролетное строение могут быть установлены опо-
ры светильников или контактной сети и уложены трубы
и кабели различных коммуникаций (безопасных для экс-
плуатации моста).
Одним из принципов рационального проектирования
является, как известно, принцип совмещения функций.
В современных конструкциях металлических пролетных
строений этот принцип используется настолько широко,
что некоторые части пролетного строения иногда совме-
щаются полностью. В такой конструкции отнесение кон-
кретного элемента к той или иной части пролетного
строения оказывается весьма условным. Например, пли-
та или продольные балки проезжей части могут в значи-
тельной части выполнять функции поясов главных ферм.
Пояса главных балок, развитые в плиты, выполняют
одновременно функции продольных связей. Конкретные
конструкции с совмещением функций частей пролетного
строения будут рассмотрены далее. Широкое использо-
вание принципа совмещения функций стало возможным
благодаря успехам в практике выполнения уточненных
расчетов и приводит к существенной экономии стали
в современных металлических пролетных строениях.
Большое влияние на конструкции и показатели про-
летных строений оказывает устройство мостового полот-
на. Для современных железнодорожных металлических
пролетных строений характерны следующие конструкции
мостового полотна: на деревянных поперечинах (рис.
23.2, а); железобетонное безбалластное (рис. 23.2,6);
на балласте (рис: 23.2, в).
— 505 —
АСФАЛЬТОБЕТОН 70 мм
ЦЕМЕНТОБЕТОН 30 мм
ГИДРОИЗОЛЯЦИЯ
10 мм
ПОДГОТОВКА
•30 мм
ПОДГОТОВКА 30 мм
1~0,002
ЗАЩИТНЫЙ СЛОЙ 40 мм
ГИДРОИЗОЛЯЦИЯ 10 мм
СЛОЙ
СЦЕПЛЕНИЯ 6 мм,
АНТИКОРРОЗИОН-
НЫЙ СЛОЙ 0.1 мм
в)
1 ЛИТОЙ АСФАЛЬТ 20 мм
ю
11
Рис. 23.2. Конструкции мостового полотна
а — железнодорожное на деревянных поперечниках; б — железнодорожное
железобетонное безбалластное; в — железнодорожное на балласте в железо-
бетонном корыте; г — автодорожное по железобетонной плите; д — автодо-
рожное по стальной ортотропной плите; 1 — мостовой брус; 2 — контруголок;
3 — лапчатый болт; 4 — настил для укладки кабелей; 5 — железобетонная
плита; 6 — резиновая прокладка; 7 — железобетонное балластное корыто; 8 —
ограждающее устройство; 9— мелкозернистый асфальтобетон (70 мм) на по-
лимерно-битумном вяжущем в два слоя; 10 — эпоксидно-битумная компози-
ция (два слоя) + известковый щебень (6 мм); 11 — эпоксидно-цинковая грун-
товка ЭП-057 в два слоя
Мостовое полотно на деревянных поперечинах отли-
чается малой массой (0,8 т на 1м длины) и хорошими
динамическими качествами. Главные недостатки его со-
стоят в больших эксплуатационных расходах и малой
долговечности, а также в дефицитности требуемого ле-
соматериала и большой трудоемкости устройства. Это
мостовое полотно и сейчас наиболее широко распростра-
нено на железнодорожных мостах СССР, однако исполь-
зование его для новых мостов в связи с перечисленными
недостатками сокращается. Некоторое применение на-
шло полотно на металлических поперечинах.
В настоящее время вместо полотна на поперечинах
все чаще укладывают новое железобетонное безбалласт-
ное мостовое полотно с креплением рельсов через рези-
новые прокладки непосредственно к железобетонным
плитам. Это мостовое полотно имеет несколько большую
массу (1,5т на 1м длины), но обладает значительно луч-
шими эксплуатационными и строительными показателя-
ми, а также обеспечивает повышенную безопасность в
случае схода колесной пары с рельс.
Мостовое полотно на балласте применяют чаще всего
в железобетонном балластном корыте (рис. 23.2, в); мас-
са такой конструкции—4,5 т на 1 м длины, что серьез-
но ограничивает пролеты (до 55—66 м), в которых бал-
ластное полотно при включенном в работу железобетон-
ном корыте не вызывает перерасхода стали. Главные
преимущества балластного полотна — однородность пу-
ти на мосту и на подходах, простота и надежность на
уклонах и кривых. В настоящее время возобновлено
применение мостового полотна на балласте в металличе-
ском корыте, которое выполняется теперь из биметалла
(стального листа, прокатанного вместе с тонким слоем
коррозионно-стойкого металла), с днищем в виде орто-
тропной плиты.
Для автодорожных и городских металлических про-
— 507 —
летных строений характерны следующие конструкции
мостового полотна:
тяжелое с оклеенной гидроизоляцией поверх железо-
бетонной плиты (рис. 23.2, г);
легкое по стальной ортотропной плите (рис. 23.2, <5^;
деревянное поверх стальных балок.
Тяжелое ездовое полотно (рис. 23.2, г) имеет массу
около 300 кг/м2; вместе с железобетонной плитой масса
проезжей части составляет 650—800 кг/м2, причем в свя-
зи с увеличением толщин слоев покрытия при ремонтах
в действительности масса оказывается значительно
больше (что учитывается введением увеличенных коэф-
фициентов надежности по нагрузке к соответствующей
части постоянной нагрузки при проектировании).
Легкое мостовое полотно (рис. 23.2, д) имеет массу
всего 60—80 кг/м2; вместе со стальной ортотропной пли-
той масса проезжей части составляет 220—260 кг/м2.
Стоимость и трудоемкость такого мостового полотна
оказывается существенно большей, чем тяжелого по же-
лезобетонной плите.
Деревянное автодорожное мостовое полотно (масса
150—180 кг/м2) применяют сейчас только на временных
металлических мостах.
23.4. МЕСТО МЕТАЛЛИЧЕСКИХ МОСТОВ
В МОСТОСТРОЕНИИ И МЕТАЛЛОСТРОИТЕЛЬСТВЕ
Главным преимуществом металлических пролетных
строений перед железобетонными является значительно
меньшая масса, что серьезно упрощает транспортирова-
ние и монтаж, уменьшает объемы опор и оснований и по-
зволяет особенно эффективно перекрывать большие
пролеты. Металлические конструкции постоянных мос-
тов весьма индустриальны; они изготовляются только на
заводах, причем в СССР в основном на специализиро-
ванных заводах мосторых металлических конструкций.
К главным недостаткам металлических пролетных
строений по сравнению с железобетонными относятся
существенно больший расход стали и необходимость пе-
риодического возобновления окраски. Суммарный объем
применения железобетонных пролетных строений в на-
стоящее время значительно больше, чем металлических.
Это относится прежде всего к автодорожным, и особен-
но— к городским мостам.
— 508 —
В железнодорожных мостах с ездой понизу, а при
пролетах свыше 30 м также и с ездой поверху заметно
преобладает применение металлических пролетных стро-
ений. На советских заводах мостовых металлических
конструкций системы Минтрансстроя примерно 50 %
продукции составляют железнодорожные пролетные
строения.
Многочисленные попытки установить размеры проле-
тов, четко разграничивающие области рационального
применения металлических и железобетонных пролетных
строений для мостов каждого вида, оказались в общем
несостоятельными. Материал пролетного строения, осо-
бенно для автодорожных и городских мостов, следует
выбирать по результатам сравнения соответствующих
конкретных вариантов. Предпочтительность использова-
ния металла для больших пролетов и железобетона для
малых следует считать сейчас только тенденцией, кото-
рая далеко не всегда оказывается определяющей. Район
строительства, условия размещения заказа на заводе-из-
готовителе (металлических или железобетонных кон-
струкций), оснащение и опыт монтажной организации и
другие конъюнктурные условия часто оказываются ре-
шающими при выборе основного материала конструкции.
В настоящее время железобетонные предварительно на-
пряженные автодорожные и городские мосты оказыва-
ются иногда выгодными для пролетов до 200—300 м
(преимущественно в зарубежных странах). С другой
стороны, металлические пролетные строения в труднодо-
ступных районах выгодны даже при пролетах 15—24 м.
Объем металлического мостостроения в общем объ-
еме металлостроительства занимает очень небольшую
часть. В СССР ежегодно монтируют 5—6 млн. т строи-
тельных металлоконструкций, из которых на металличе-
ские пролетные строения мостов приходится всего только
100—120 тыс. т. С достижением проектных мощностей
заводами мостовых металлических конструкций (Улан-
удинским , Борисовским, Курганским) будет монтиро-
ваться до 200 тыс. т металлических мостов в год [17];
таким образом, доля металлического мостостроения в
металлостроительстве составляет у нас всего 2—3 %.
Но значение металлического мостостроения для ме-
таллостроительства в целом никак не определяется тон-
нажем изготавливаемых и монтируемых конструкций.
Многие крупные инженеры и ученые — специалисты по
— 509 —
металлическим конструкциям и строительной механике—
начинали свою деятельность в качестве мостовиков. Ме-
таллическое мостостроение остается той сферой, из кото-
рой часто исходят новые идеи и решения, распространяясь
затем на все металлостроительство. Примерами мо-
гут служить предварительное напряжение и регулирова-
ние стальных конструкций, сталежелезобетонные конст-
рукции, ортотропные плиты, бистальные балки, монтаж-
ные соединения на высокопрочных болтах и т. д.
23.5. ОСНОВНЫЕ ПОНЯТИЯ О МОСТОВОМ ПЕРЕХОДЕ
И ОПОРАХ МЕТАЛЛИЧЕСКИХ МОСТОВ
Мостовым переходом называют весь комплекс соору-
жений у надводного пересечения дорогой, улицей, пеше-
ходной трассой или трубопроводом водной преграды.
Мостовой переход в общем случае слагается из опор и
пролетных строений моста, насыпей (или выемок) под-
ходов и регуляционных сооружений. Если мост времен-
ный и имеет деревянные или металлические временные
опоры, к сооружениям мостового перехода относятся
также ледорезы.
При пересечении крупной водной преграды определя-
ющее значение имеет экономичность мостового перехода,
и дорогу специально подводят к выбранному месту пе-
рехода. В последнее время все чаще решающими для
места перехода оказываются общие условия трассиро-
вания дороги. В недавнем прошлом считалось, что оси
дороги и водной преграды в месте пересечения должны
быть перпендикулярными. Но сейчас пересечения под
косым углом не являются исключениями, причем все
большее число мостов устраивают кривыми в плане. Не-
большие мосты при необходимости устраивают косыми,
с осями опор, не перпендикулярными оси моста, что серь-
езно усложняет конструкцию пролетного строения.
В соответствии с рис. 23.3 различают: пролеты моста
ZM; пролеты в свету /с; расчетные пролеты Z; длины про-
летных строений In, отверстие моста L=SZC. В неразрез-
ных пролетных строениях I — 1М. Длину пролетов опре-
деляют исходя из следующих требований:
1. Требования судоходства. Нормы устанавливают
необходимую для каждой категории судоходства длину
судоходных пролетов в свету при условии перпендику-
лярности направления течения оси моста. При косом пе-
— 510 —
Рис, 23.3. Привязка моста к условиям мостового перехода
ресечении, а также в местах искривлений судовых ходов
при необходимости маневрирования судов и в акватори-
ях портов пролеты увеличиваются. В связи с участивши-
мися столкновениями судов с опорами мостов, а также
с учетом перспективы качественных изменений в водном
транспорте судоходные пролеты иногда принимают сей-
час существенно больше требуемых действующими нор-
мами.
2. Требования экономичности. Стоимость балочного
моста будет наименьшей в том случае, если стоимость
промежуточных опор примерно равна стоимости пролет-
ных строений без проезжей части. Соответственно чем
глубже и дороже основания, больше глубина воды и вы-
ше надстройки опор, тем больше длина экономичного
пролета. Если по условиям судоходства требуется боль-
ший судоходный пролет, чем по условиям экономичности,
то удовлетворяются, разумеется, требования судоход-
ства.
3. Требования унификации, в соответствии с которы-
ми по возможности принимают типовые пролетные стро-
ения и сокращают число различных пролетных строений,
применяемых в пределах одного моста. Например, на
пойменных частях моста, где высота и стоимость опор
существенно меняются по длине поймы, целесообразны,
как правило, одинаковые длины пролетов.
4. На реках с весьма мощным ледоходом, а также для
временных мостов длина пролетов может определяться
условиями пропуска ледохода.
Для проектирования мостового перехода необходимы
геологические и гидрологические данные, продольный
профиль берегов, пойм и главного русла, а также основ-
ные высотные отметки, определяющие режим водной
преграды (см. рис. 23.3) : горизонт меженных вод (ГМВ);
горизонт высоких вод (ГВВ); расчетный (наивысший
— 511 -
судоходный горизонт (РСГ); горизонт низкого ледохода
(ГНЛ) и горизонт высокого ледохода (ГВЛ).
Строительной высотой hCTP называют расстояние по
высоте от низа пролетного строения до верха полотна
проезда на оси моста. Различают строительную высоту
над опорой и в пролете (в частности, в середине проле-
та). При езде поверху строительная высота зависит от
длины пролета (и очертания главных ферм), а при езде
понизу — от конструкции проезжей части.
Установленную нормами или заданием на проектиро-
вание высоту судоходного подмостового габарита обо-
значим йсуд, а ограничиваемый нормами зазор по высоте
между ГВВ и низом пролетного строения — йд. Тогда
минимальные отметки полотна проезда над устоями рав-
ны ГВВ + /гд + /1стр.пойм, а в судоходных пролетах —
РСГ4-/гсуд-|-/гСтр .русл*
Максимальные продольные уклоны устанавливают
в задании на проектирование обычно в пределах 2—4 %
для автодорожных и городских мостов и 2—8 %о — для
железнодорожных мостов. Имея отметки полотна проез-
да над каждой промежуточной опорой и зная строитель-
ную высоту, определяют высоту надстройки для каждой
промежуточной опоры.
Промежуточные опоры (быки) балочных мостов со-
стоят из фундаментной части, надстройки и подфермен-
ника (рис. 23.4, а—г). Фундамент может быть на естест-
венном основании, в виде низкого или высокого роствер-
ка на сваях или оболочках, на опускных колодцах, на
кессоне.
Надстройку опоры выполняют либо сплошностенча-
той массивной, либо в виде столбов, соединенных риге-
лем. Надстройку делают обычно с небольшим сужением
вверх, образующие ее боковых поверхностей имеют
уклон V2o—7зо от вертикали.
Желательно обтекаемое очертание надстройки в пла-
не, при интенсивном ледоходе — с ледорезным ребром.
При весьма интенсивном ледоходе устраивают ледорез-
ный выступ с уклоном режущего ребра 45°..
Подферменник состоит из железобетонной подфер-
менной плиты толщиной не менее 40 см, имеющей карни-
зы и сливы, и железобетонных подферменных площадок
под каждой опорной частью.
Береговые опоры (устои) балочных мостов состоят
из фундамента, тела устоя и шкафной части (понижен-
— 512 —
5}
Рис, 23.4, Промежуточные опоры и устои балочных мостов
1 — фундаментная часть; 2 — надстройка; 3 — подферменник; 4 — ледорезное
ребро; 5 — ледорезный выступ; 6 — шкафная часть; 7 — обратная стенка;
8 — передняя стенка
33—799
ного на размер строительной высоты уступа для опира-
ния пролетного строения) с подферменником. При высо-
те насыпи до 4 м устраивают простейший массивный
устой (рис. 23.4, д), длина которого равна длине конуса
насыпи. При высоте насыпи от 4 до 10 м устраивают
П-образный в плане устой, тело которого состоит из пе-
редней стенки и двух обратных стенок, входящих в на-
сыпь на длине ее конуса (рис. 23.4, е). При высоте насы-
пи свыше 10 м устраивают обсыпной устой (рис. 23.4, ж),
который располагается внутри конуса насыпи, выступа-
ющего в сторону отверстия моста.
При весьма интенсивном ледоходе и больших скоро-
стях течения во время паводка нежелательны выступаю-
щие конусы. Если при этом высота насыпи превышает
10 м, устраивают устой раздельного типа (рис. 23.4,з),
состоящий из обсыпного устоя, берегового быка и не-
большого железобетонного берегового пролетного строе-
ния.
ГЛАВА 24. ОСОБЕННОСТИ НОРМ
ПРОЕКТИРОВАНИЯ И ОБЩИХ МЕТОДОВ
РАСЧЕТА МЕТАЛЛИЧЕСКИХ
ПРОЛЕТНЫХ СТРОЕНИЙ
24.1. НАГРУЗКИ И ГАБАРИТЫ
Нагрузки, учитываемые в расчетах металлических
пролетных строений, делятся на постоянные, временные
от подвижного состава и пешеходов (вертикальные, го-
ризонтальные от центробежной силы, поперечных уда-
ров, торможения) и прочие временные (ветровые, темпе-
ратурные, сейсмические и др.). В висячих и вантовых
трубопроводных мостах учитывается также гололедная
нагрузка.
Для железнодорожных мостов нормами регламенти-
рована временная вертикальная нагрузка С-14, получен-
ная как огибающая воздействий перспективных локомо-
тивов, вагонов и железнодорожных транспортеров в виде
функции длины загружения и формы линии влияния.
Для автодорожных и городских мостов регламентирова-
ны три временные вертикальные нагрузки — автомобиль-
ная нагрузка А-11, вес толпы на тротуарах и одиночная
колесная нагрузка НК-80, учитываемая при отсутствии
— 514 —
автомобильной нагрузки и толпы на тротуарах; она ока-
зывается определяющей обычно только для элементов,
работающих на местную нагрузку (проезжей части, под-
весок и т. д.). Вес толпы на тротуаре учитывается при
автомобильной нагрузке, не загружающей предохрани-
тельных полос. При смещении автомобильной нагрузки
к бордюру с загружением предохранительной полосы на-
грузка от толпы не учитывается.
В основных расчетах временные вертикальные на-
грузки (кроме веса толпы и НК-80) увеличивают умно-
жением на динамические коэффициенты, приближенно
учитывающие колебания пролетных строений при прохо-
де подвижных нагрузок и удары, неизбежные вследст-
вие несовершенства мостового полотна. Динамические
коэффициенты уменьшаются с увеличением полной дли-
ны загружения пролетного строения автомобильной на-
грузкой. Поэтому загружение не всех имеющих одинако-
вый знак участков линий влияния, а только одного уча-
стка может быть невыгодным. Нагрузки со второго,
третьего и т. д. пути (или полосы) проезда (кроме даю-
щего наибольшее усилие) уменьшают умножением на
коэффициент многополосности, учитывающий малую ве-
роятность одновременного предельно интенсивного за-
гружения всех путей или полос.
При расчете на одновременное воздействие несколь-
ких временных нагрузок различного характера (напри-
мер, временные вертикальные, ветровая и температурная
при наличии, естественно, и постоянных нагрузок) вво-
дят регламентируемые нормами коэффициенты сочета-
ний, учитывающие пониженную вероятность одновремен-
ного появления максимальных значений рассматривае-
мых нагрузок. Некоторые временные нагрузки совместно
вообще не учитывают, что равносильно принятию одного
из коэффициентов сочетаний равным нулю.
Постоянная нагрузка от собственного веса конструк-
ций пролетного строения окончательно известна только
после, того, как пролетное строение запроектировано. Од-
нако начать проектирование без знания этой нагрузки
нельзя. Поэтому нагрузку от собственного веса прихо-
дится задавать в первом приближении до начала проек-
тирования и уточнять по результатам проектирования.
Требуемое первое приближение нагрузки от собственного
веса можно получить, использовав и скорректировав
данные ранее выполненных проектов аналогичных соору-
33*
— 515 —
жений либо применив метод весо&ых характеристик, раз-
работанный чл.-кор. АН СССР Н. С. Стрелецким [22].
Если отнести вес оборудования и коммуникаций ус-
ловно к весу проезжей части, то постоянная нагрузка на
1 м длины на одну главную ферму (или балку) выража-
ется формулой <7=<7п.ч+?ф+<7св, где 9св — нагрузка от
веса связей.
Получить нагрузку от веса проезжей части дп.ч не-
трудно, использовав задание и справочные данные или
подобрав сечения элементов проезжей части, которые
почти не зависят от постоянных нагрузок. Нагрузка qCB
составляет 5—12 % нагрузки от веса главных ферм <?ф.
Зная особенности конструкции, можно с достаточной
точностью выразить qCB через q<$ в форме qCB = Zq^, где
£=0,05...0,12. Таким образом, задача сводится к опреде-
лению <?ф.
Вес главной фермы или балки можно представить как
сумму весов стержней постоянного сечения Gn с отне-
сенными к ним дополнительными деталями. Учитывая
веса дополнительных деталей и нюансы подбора сечений
конструктивными коэффициентами ф и выражая усилия
в стержнях F через параметры их линий влияния и на-
грузки, получим
F
2 D Уст Ф
Ку
------]------
*v
GT, [p® (?п-ч + <7ф + <7св) S] 4^ct>
AU I
(24.1)
откуда
_ ^П-Ч I J
Чф ~ (^/Уст) - '
(24.2)
где р—интенсивность временной вертикальной нагрузки; а=5<оф/ст//2
и &=2Й1р/ст//2 — весовые характеристики: I — пролет; /ст—длина
стержней; ® — площадь участков линий влияния, загружаемых вре-
менными вертикальными нагрузками; Q — алгебраические суммы
площадей всех участков каждой линии влияния; Ry — расчетное со-
противление стали; уСт — удельный вес стали.
Особенность весовых характеристик состоит в том, что
они зависят только от системы и вида конструкции и не
зависят от пролета, нагрузки и класса стали. Соответст-
венно значения весовых характеристик можно получать
по весьма компактной табл. 24.1.
Возможность случайных превышений нормативных
значений нагрузки учитывается коэффициентами надеж-
— 516 —
Таблица 24.1. Весовые характеристики
Система Конструкций <7 h
Балочная сплошностей- Сталежелезобетонная 4,5 4,5
чатая разрезная Сталежелезобетонная не- 4,8 3,7
разрезная Стальная ортотропная 3,5 2,7
Балочная сквозная неразрезная Разрезная 3,5 3,5
Неразрезная 3,7 2,9
Арочная 2,5 1,5
ности по нагрузке. Для постоянных нагрузок эти коэф-
фициенты могут быть больше и меньше единицы в зави-
симости от того, какое значение приводит к более не-
благоприятным результатам.
Габарит проезда для железнодорожных мостов дол-
жен удовлетворять габариту приближения строений С
согласно ГОСТ 9238—83. Для автодорожных, городских
и пешеходных пролетных строений габариты регламен-
тированы нормами проектирования мостов. Число полос
движения для автодорожных мостов зависит от катего-
рии дороги и принимается от 1 до 6, а для городских
мостов — от 2 до 8. Наиболее распространены для авто-
дорожных мостов габариты для двух полос движения
(Г-10, Г-11,5 и Г-8), а для городских мостов — для четы-
рех полос движения (Г-16,5) и для шести полос движе-
ния (Г-24).
Ширину тротуара назначают в зависимости от интен-
сивности пешеходного движения 1 м или кратной 0,75 м.
Габарит прохода для пешеходных мостов составляет не
менее 2,25 м (и не менее 1,5 м вне населенных пунктов).
24.2. СТАЛИ, ПРИМЕНЯЕМЫЕ В МЕТАЛЛИЧЕСКИХ МОСТАХ
Из большого разнообразия марок сталей, используе-
мых в строительных металлических конструкциях,
в стальных конструкциях мостов разрешается применять
лишь небольшое число марок, удовлетворяющих требо-
ваниям, которые предъявляются к мостам как к конст-
рукциям самой высокой степени ответственности, рабо-
тающим в тяжелых условиях — под' динамическими по-
— 517 —
вторными нагрузками на открытом воздухе. Основная
специфика мостостроительных сталей заключается в по-
вышенных требованиях к их хладостойкости, ударной
вязкости, выносливости при наличии концентраций на-
пряжений, коррозионной стойкости. Особенно важны сва-
риваемость, стойкость против горячих трещин и разуп-
рочнения и т. д.
В связи с тем, что стальные конструкции мостов не
защищены от воздействия мороза и ветра, располагают-
ся без ограждающих конструкций на открытой местно-
сти над водными преградами и соответственно быстро
охлаждаются при понижении температуры воздуха, для
стальных конструкций мостов нормы получения расчет-
ной минимальной температуры воздуха Tmin, определяю-
щей необходимость северного исполнения, отличаются
от норм для стальных конструкций промышленного и
гражданского строительства. За rmin для стальных кон-
струкций мостов принимают не среднюю температуру
наиболее холодной пятидневки, а среднюю температуру
наиболее холодных суток; 7min от —40 до —50 °C опре-
деляет северное исполнение категории А, а ниже
—50 °C — северное исполнение категории Б.
Стали для металлических мостов применяют в основ-
ном спокойной выплавки по специальному ГОСТ
6713—75*, предусматривающему три главные марки ста-
ли с браковочным минимумом предела текучести 230—
400 МПа, малоуглеродистую сталь 16Д (бывшую М16С)
и низколегированные (никелем и хромом) стали 15ХСНД
и 10ХСНД в различных модификациях, в том числе раз-
ных категорий хладостойкости. Для всех мостов, кроме
железнодорожных, рекомендуется также относительно
дешевые низколегированные (азотом и ванадием) стали
14Г2АФД и 15Г2АФДпс по ГОСТ 19282—73*. Для боль-
шинства трубопроводных мостов, а также для тротуаров,
смотровых приспособлений, элементов мостового полот-
на, перил всех мостов допускается применение сталей
как для конструкций промышленного и гражданского
строительства.
Для повышения коррозионной стойкости стали для
мостостроения содержат добавку меди, а для повыше-
ния хладостойкости и улучшения механических характе-
ристик широко применяется термическая обработка
этих сталей, особенно для конструкций северного испол-
нения.
Таблица 24.2. Марки сталей, их сопротивления и условия применения
— 518 —
К к а северного, категория Б 1 1 1 Только фасонный прокат и катего- рия з Категория 3 То же + I I
ние в конструкциях исполне северного, категория А 1 1 1 Категория 2 То же Категория 2 То же I Категория 14 или 15 То же
S3 S S СХ С обычного | +++ + Категория 2 + Категория 2 Категория 13 или 14 То же
аГ S В 4D ч от га Г- расчет- ное lolo т ~ о СЧ СЧ—и Ю LO О QO сч сч О <5 ю ю со со О to Ш uOiOlO со со со
gg 5* сх с 8 норма- тивное Ryn ю ю ю СО СЧ —' сч сч сч о о Tf* 00 оо со о? О СО СО ООО ООО со со со
Толщина проката, мм До 20 21—40 41—60 8—32 33—50 * 8—15 16—40 о сч о Tt* со 1Л О т|* •J’
□ и Любой » 1' » Листовой Любой Листовой Листовой » 1
* мирка стали j 16Д X ю юхснд 15ХСНД-40 15Г2АФДпс 14Г2АФД
- 519 -
Стали для мостостроения должны обладать хорошей
ударной вязкостью, контролируемой ГфСТами при тем-
пературе —40 °C, после механического строения — при
—20 °C, а для конструкций северного исполнения также
при —70 °C.
Марки сталей, применяемые для железнодорожных,
автодорожных, городских и пешеходных металлических
мостов, условия их применения, нормативные и расчет-
ные сопротивления сведены в табл. 24.2.
Для железнодорожных и пешеходных мостов расчет-
ные сопротивления сталей уменьшаются введением в них
коэффициента условий работы т—0,0. Для конструкций,
имеющих сварные стыковые вертикальные монтажные
швы листового проката, требования к хладостойкости
сталей ужесточаются.
Высокопрочные стали класса С70/60, отсутствующие
пока в наших нормах, уже получили значительное рас-
пространение в зарубежном мостостроении и примене-
ны при строительстве ряда отечественных мостов, в част-
ности в конструкциях бистальных главных балок и рам
(см. п. 26.4).
24.3. РАСЧЕТНЫЕ МОДЕЛИ
И ОСОБЕННОСТИ ОПРЕДЕЛЕНИЯ УСИЛИЙ И НАПРЯЖЕНИЙ
Для определения усилий, напряжений, перемещений,
параметров колебаний и т. д. необходимы расчетные мо-
дели (расчетные схемы) конструкций.
Расчетная модель должна отражать работу конструк-
ции, однако она всегда проще действительной конструк-
ции. Степень приближения расчетной модели к проекту
может быть различной в зависимости от особенностей
конструкции, цели проектирования (учебная работа, ин-
дивидуальное проектирование, типовое проектирование),
ответственности расчета, стадии проектирования, приме-
няемых средств (таблицы, графики, логарифмическая
линейка, калькулятор, ВМ различных классов). Боль-
шинство расчетов, особенно оптимизационных, провероч-
ных, пространственных выполняется в настоящее время
на ЭВМ.
От выбора расчетной модели, находящегося в значи-
тельной степени в компетенции проектировщика, зависит
достоверность, трудоемкость и машиноемкость расчета.
Излишне сложная расчетная модель не менее вредна,
чем необоснованно упрощенная.
— 520
Процесс расчета пролетного строения обычно вклю-
чает следующие характерные этапы:
1) назначение геометрической схемы, получение ори-
ентировочного собственного веса конструкции и опреде-
ление приближенных соотношений жесткостей статиче-
ски неопределимой конструкции;
2) определение главных усилий (в большинстве слу-
чаев с решением статически неопределимой задачи) и
подбор основных сечений по определяющим предельным
состояниям и сочетаниям нагрузок; при необходимости—
уточнения геометрической схемы, постоянных нагрузок,
в том числе предварительного напряжения и регулирова-
ния (если оно применяется), поперечных сечений; в от-
дельных случаях выполнение этих операций методами
оптимизации конструкций;
3) поверочные расчеты по всем предусмотренным
нормами предельным состояниям и сочетаниям нагрузок
(не выполняются те из расчетов, которые заведомо не
могут оказаться в данном случае определяющими); кор-
ректировка отдельных сечений в случаях необходимости;
конструктивные расчеты деталей и соединений.
Коэффициент поперечной установки kny (отношение
временной вертикальной нагрузки, воспринимаемой од-
ной наиболее нагруженной главной фермой, к полной
временной вертикальной нагрузке на пролетное строе-
ние) остается одним из основных параметров прибли-
женных расчетов автодорожных и городских мостов.
Смысл применения kny состоит в приближенном опреде-
лении усилий и перемещений без использования строгих
пространственных расчетов. Главные предпосылку, рас-
четные формулы и области применения различных спо-
собов определения kny приведены в табл. 24.3.
Способ рычага применяют также для распределения
между главными фермами временных вертикальных на-
грузок, приложенных в непосредственной близости от
сечений, в которых фермы имеют жесткие опоры. При
двух главных фермах в поперечном сечении моста вели-
чины kny, подсчитанные способом рычага, упругой пере-
дачи и внецентренного сжатия, совпадают. Относительно
узкими считают мосты, в которых отношение длины про-
лета к ширине моста превышает 4.
При выполнении строгого пространственного расчета
kny не применяется.
Для расчетов металлических пролетных строений на
— 521 -
Область применения Относительно широкие мосты без непрерывного контура продольных свя- зей Любые мосты без непре- рывного контура про- дольных связей Относительно узкие мо- сты без непрерывного контура продольных свя- зей Относительно узкие мо- сты с непрерывным кон- туром продольных свя- зей
!4.3. К определению kBy Расчетная формула и главные предпосылки вычисления *Цу Шарниры над каждой фермой; в дан- ном случае АПу=0,5[(1/24-ел/ал) + + (l/2+eD/an)] Рассмотрение поперечной конструк- ции средней трети пролета как балки на упругих опорах с податливостью, соответствующей середине пролета kDy= l/z/i-f-eOtnax/Sc Рассмотрение стесненного кручения коробчатой конструкции постоянного сечения, соответствующего середине пролета [12]
03 ST s ошнэь -AdM вин -9iraHj.od -1ЮЭ АЭЬЛ Й га
св F-i gHtaiXdio -ноя хин -hadanou чюоитэаж ввнридеи я ° J 8 8 сч
Схема деформирован- ного поперечного сечения Sit t ifcp tl & J- Ijo 1 JJmtH U Ц
Способ . Я Я4 6 ° ё я « £ я о Q-. х О •S [-• С га р я Й g 2 S W ej «J Я я й а /? Л3 я 25 о СХ» Ч CQ f-t Рх ь*
— 522 —
C=1 + 2 -^-Sin3ot С = 1 +2 ^sin3ol + — COS3ct
Ac Ac Ш
Рис. 24.1. Совместная работа продольных связей с поясами главных
ферм
а — крестовых; б — ромбических; в — треугольных; г — полураскосных
горизонтальные поперечные временные нагрузки строгие
пространственные расчеты более необходимы, чем для
расчетов на вертикальные временные нагрузки. Если
пространственный расчет не выполняют и горизонталь-
ные нагрузки рассчитывают по плоским расчетным мо-
делям связевых ферм, то горизонтальные поперечные
временные нагрузки распределяют между двумя систе-
мами продольных связей приближенно, причем сумма
передаваемых на них горизонтальных нагрузок должна
в запас превышать на 20 % требуемую нормами полную
горизонтальную нагрузку.
В расчетах продольных связей крестовой, ромбиче-
ской и треугольной схем (рис. 24.1) необходимо учиты-
вать не только напряжения от горизонтальных нагрузок,
но и напряжения от совместной работы с поясами глав-
— 523 —
ных ферм по формуле
оа = о/ cos2 а/С, (24.3)
а для крестовых связей в уровне проезда — также с поя-
сами поперечных балок, когда
od — а/ cos2 a -j- omf sin2 а, (24.4)
где ста — напряжение в диагонали от совместной работы; 07 и бт/—
напряжение в поясе соответственно главной фермы и поперечной
балки от тех нагрузок, при которых имеет место совместная работа;
С — величины, вычисляемые по формулам рис. 24.1.
По Напряжениям од с использованием условий равно-
весия определяют усилия в диагоналях и распорках свя-
зей от совместной работы, а также возникающие при
ромбической и треугольной схемах действующие в гори-
зонтальной плоскости изгибающие моменты в поясах
ферм.
При полураскосной схеме связей (рис. 24.1, г) напря-
жения от совместной работы не учитывают. Они получа-
ются ничтожно малыми в связи с большой гибкостью
распорок (или поперечных балок) в горизонтальной пло-
скости.
В большинстве случаев усилия, напряжения и пере-
мещения вычисляют в предположении линейной и упру-
гой работы металлического пролетного строения.
Действительная геометрическая нелинейность работы
имеет существенное значение для относительно гибких
элементов (Л>60), работающих на совместное действие
изгиба и осевой силы, особенно для сжатоизогнутых эле-
ментов. Приближенно такая геометрическая нелиней-
ность может быть учтена в расчетах на прочность и вы-
носливость введением к изгибающим моментам в сред-
ней трети длины стержня (закрепленного на обоих кон-
цах) поправочного коэффициента
1
V = -------
1±У/У9
(4-при растяжении, —при сжатии), где N3=n2EJ/l2(i — Эйлерова
сила для центрально сжатого стержня при продольном изгибе в
плоскости действия изгибающего момента.
Геометрическая нелинейность серьезно сказывается
на работе висячих, вантовых и относительно гибких
арочных распорных мостов, что будет рассмотрено ниже.
Учет физической нелинейности, связанной с развити-
ем пластических деформаций, осуществляется в расчетах
элементов на общую устойчивость и в расчетах попереч-
— 524 —
них сечений элементов на прочность (см. п. 24.4). При
определении усилий физическую нелинейность работы
в подавляющем большинстве случаев не учитывают.
В нормах содержатся указания лишь о приближенном
учете пластических деформаций введением коэффициен-
тов условий работы 0,8 к определенным по упругим рас-
четным моделям изгибающим моментам от жесткости
узлов решетчатых ферм и от совместной работы проез-
жей части и главных ферм.
Подавляющее большинство расчетов элементов
стальных мостовых конструкций выполняют с использо-
ванием гипотезы плоских сечений. Отступления от гипо-
тезы плоских сечений приходится учитывать, например,
в расчетах на кручение и для относительно широких ор-
тотропных плит, входящих в состав главных балок.
Эффективная ширина плиты, включающаяся в состав се-
чения балки, в последнем случае может быть получена
по формуле Ьэф=^рЬ, где b — действительная ширина,
a vP— редукционный коэффициент, получаемый на осно-
ве решений теории упругости или численных методов ко-
нечного элемента [8].
24.4. ОСОБЕННОСТИ НОРМ ПРОВЕРОК КОНСТРУКЦИИ
ПО ПРЕДЕЛЬНЫМ СОСТОЯНИЯМ
Для пролетных строений металлических мостов, их
элементов, поперечных сечений и соединений необходи-
мы в общем случае расчетные проверки по следующим
предельным состояниям, классифицируемым на группы
и подгруппы по степени ущерба от нарушения эксплуа-
тационных требований.
Предельные состояния по несущей способности (под-
группы IA): на прочность против вязкого или хрупкого
разрушения; на устойчивость формы (общей или мест-
ной), определяющей несущую способность; на выносли-
вость против усталостного разрушения; на устойчивость
положения против опрокидывания.
Предельные состояния по эксплуатационной пригод-
ности (подгруппы 1Б): на прочность против чрезмерного
развития пластических деформаций; на устойчивость
формы (местной или общей), не определяющей несущую
способность; на длительную прочность железобетонной
плиты при совместных воздействиях силовых факторов
и неблагоприятных влияний внешней среды; на сдвиго-
— 525 —
устойчивость фрикционных соединений; на предотвраще-
ние резонансных колебаний.
Предельные состояния по пригодности к нормальной,
эксплуатации (группы II): на жесткость; на трещино-
стойкость железобетонной плиты против образования
или раскрытия трещин.
Расчетные коэффициенты к нагрузкам вводят в раз-
личных видах расчетов согласно табл. 24.4.
Таблица 24.4. Расчетные коэффициенты при нагрузках
Расчет Вводимый коэффициент к нагруз- кам
подвижным вертикальным остальным
На прочность; на устойчивость фор- мы; на сдвигоустойчивость у/; 1+н
На устойчивость положения 7/ V/
На выносливость 1+(2/3)н; е —
На жесткость; на раскрытие трещин в железобетонной плите е
Примечание: у/ — коэффициенты надежности по нагрузке; 1 + ц
и 14-(2/3)ц—динамические коэффициенты; е — коэффициент неуче-
та транспортеров для железнодорожных мостов. Кроме того, в них
при временных нагрузках учитывают независимо от вида расчета ко-
эффициенты сочетаний и при подвижных нагрузках — коэффициенты
многополосности.
Расчеты на прочность стальных конструкций мостов
против хрупкого разрушения в настоящее время в доста-
точной мере не разработаны. Гарантия против хрупкого
разрушения обеспечивается пока соответствием хладо-
стойкости стали и обеспечиваемого конструктивными
требованиями уровня наибольшей концентрации напря-
жений возможной минимальной температуре при эксплу-
атации моста (обычного исполнения, северного исполне-
ния А, северного исполнения Б).
Расчеты на прочность против вязкого разрушения при
напряжениях, близких к временному сопротивлению ста-
ли, применяются для стальных канатов и пучков высоко-
прочной проволоки (см. п. 2.2), а также для элементов
из сталей высоких классов прочности, применение кото-
рых нормами проектирования мостов не регламентиро-
вано. Общей особенностью §тих расчетов является вве-
— 526 -
дение дополнительного коэффициента надежности
учитывающего особую опасность предельного состояния
в виде разрыва высокопрочного элемента.
Большое значение для стальных конструкций вообще
и мостов в частности имеют расчеты на прочность против
чрезмерного развития пластических деформаций (текуче-
сти). Для этих расчетов сейчас осуществляется переход
на новый критерий — критерий предельных относитель-
ных пластических деформаций [11, 25]. Для мостовых
конструкций предельные относительные пластические
деформации назначаются около 0,0006 из условий сохра-
нения свойств стали после наклепа (ударной вязкости,
хладостойкости, выносливости), приспособляемости, ме-
стной устойчивости сжатых частей и ограничения общих
перемещений.
Прочность поперечных сечений проверяют по форму-
лам сопротивления упругих материалов в форме провер-
ки напряжений, но с введением к упругим моментам со-
противления поправочных коэффициентов х. Коэффици-
енты х табулированы, причем определены таким образом,
что получение в проверяемой крайней фибре сечения
условного напряжения, равного расчетному сопротивле-
нию, означает достижение в этой фибре предельной от-
носительной пластической деформации. Коэффициенты
х зависят от формы сечения, характера распределения
нормальных напряжений и развития пластических де-
формаций (изгиб в одной из главных плоскостей; изгиб
с осевой силой; косой изгиб; косой изгиб с осевой силой),
наличия касательных напряжений и ряда других факто-
ров. Расчет по новому критерию предельного состояния
по прочности позволяет проектировать поперечные сече-
ния элементов подлинно равнопрочными, причем в слу-
чаях значительной неравномерности распределения на-
пряжений обеспечивается существенная экономия стали.
Специфика расчета сжатых и сжато-изогнутых эле-
ментов стальных конструкций мостов на общую устойчи-
вость заключается прежде всего в меньших коэффициен-
тах продольного изгиба ф, чем для других видов сталь-
ных конструкций (рис. 24.2). Это обусловлено принятием
для мостовых конструкций больших случайных эксцент-
риситетов и учетом влияния сварочных напряжений.
Случайные эксцентриситеты должны зависеть в зна-
чительной степени от допусков на случайные искривле-
ния оси стержня. Для стальных конструкций мостов до-
— 527 —
Рис. 24.2. Коэффициенты <р продольного изгиба центрально-сжатых
стержней из стали 15ХСНД
1—для промышленного строительства; 2 — для мостов (кроме мостов, соот-
ветствующих случаю 3); 3 — для сварных Н-образных, двутавровых и тавро-
вых элементов мостов при продольном изгибе в плоскости полки; 4 — эпюры
сварочных напряжений
пуски выдерживаются значительно лучше, чем для дру-
гих видов стальных конструкций, таким образом большие
случайные эксцентриситеты выполняют функцию допол-
нительного коэффициента надежности, учитывающего
особую опасность предельного состояния подгруппы IA.
В двутавровых, Н-образных и тавровых элементах
после сварки на кромках полок остаются большие
(100 МПа и более) уравновешенные внутри поперечных
сечений сжимающие напряжения (см. рис. 24.2). Эти
сварочные напряжения суммируются со сжимающими
напряжениями от нагрузки, в результате чего на кром-
ках возникает преждевременная текучесть, упругое ядро
сечения сокращается и продольный изгиб происходит
при существенно меньшей сжимающей нагрузке, чем при
отсутствии сварочных напряжений. Влияние сварочных
напряжений сказывается только при тех гибкостях, при
которых потеря устойчивости происходит в упругоплас-
тической стадии работы стержня (см. рис. 24.2),
— 528 -
Местная устойчивость элементов мостовых конструк-
ций обеспечивается по нормам, обоснованным теорией
устойчивости пластинок в упругой стадии работы, но
с введением поправок, учитывающих развитие малых
пластических деформаций в предельном состоянии по
прочности.
Расчеты на выносливость выполняют по нормам, су-
щественно отличающимся от норм для других видов
стальных конструкций.
Для постоянных железнодорожных мостов коэффи-
циенты yw понижения расчетного сопротивления опреде-
ляются для основных элементов на базе 2 млн. циклов,
что примерно соответствует числу проходов тяжелых по-
ездов за 100 лет интенсивной эксплуатации. Для элемен-
тов с длиной загружения меньше 22 м (для проезжей
части) число циклов начинает определяться числом про-
ходов не поездов, а групп осей (тележек), соответствен-
но коэффициенты yw уменьшаются. Для автодорожных
и городских мостов коэффициенты ближе к 1, чем для
железнодорожных. В величинах yw учтен дополнитель-
ный коэффициент надежности как для предельного
состояния подгруппы IA.
Напряжения для проверки выносливости вычисляют
непосредственно по формулам сопротивления упругих
материалов с учетом зависимости пределов выносливо-
сти от степени неравномерности распределения напряже-
ний по сечению введением к моментам сопротивления
коэффициентов из=1,05.
Расчеты на жесткость пролетных строений металли-
ческих мостов заключаются в проверке вертикальных
прогибов (а также углов перелома профиля проезда) и
ограничении периодов свободных колебаний в горизон-
тальной и вертикальной плоскостях.
Особенность норм проектирования мостов состоит
в ограничении вертикальных прогибов только от времен-
ной подвижной нагрузки, а не полных прогибов, как для
большинства других строительных конструкций. Это
объясняется тем, что прогибы пролетных строений мос-
тов от постоянной нагрузки погашены строительным
подъемом.
Прогибы от подвижной нагрузки в пролете длиной I,
м, не должны превышать: для железнодорожных мостов
1/(800—1,25/), но не более (1/600) /; для автодорожных,
городских и пешеходных мостов (1/400) I.
34-799
— 529 —
Для однопролетных и неразрезных мостов (кроме со-
седних концевых пролетов раздельных неразрезных про-
летных строений) предельные прогибы увеличены на
20 % в связи с уменьшенными углами перелома профи-
ля проезда.
Строительный подъем в большинстве случаев осуще-
ставляют корректировкой размещения отверстий в сты-
ковых накладках, что создает необходимые начальные
углы перелома в стыках сплошных балок или узлах сквоз-
ных ферм (так называемый заводской строительный
подъем). В железнодорожных мостах строительный
подъем должен быть таким, чтобы после прогибов от
постоянной нагрузки остался подъем, соответствующий
40 % прогиба от нормативной подвижной временной вер-
тикальной нагрузки. Считается, что при этом для наибо-
лее часто обращающихся поездов (которые дают нагруз-
ку, равную 40 % нормативной) будет получен
оптимальный прямолинейный профиль проезда. Для
автодорожных и городских мостов, для которых наибо-
лее часто обращающаяся временная нагрузка во много
раз меньше нормативной, строительный подъем гасит
обычно прогибы только от постоянных нагрузок.
Для пешеходных и городских мостов расчетный пери-
од свободных вертикальных колебаний не должен быть
в интервале 0,45—0,6 с (продолжительность одного шага
человека).
Расчеты стальных мостовых конструкций с фрикци-
онными соединениями на высокопрочных болтах на ус-
тойчивость, выносливость и жесткость выполняют по
сечениям брутто. Расчеты поперечных сечений на проч-
ность выполняют по сечениям нетто, но с учетом так на-
зываемой фрикционной компенсации, т. е. в предположе-
нии, что 50 % приходящегося на каждый болт сдвигаю-
щего усилия уже передано силами тренпя до сечения,
ослабленного отверстием под этот болт.
24.5. КОНСТРУКТИВНЫЕ ОСОБЕННОСТИ И СОЕДИНЕНИЯ
К конструированию элементов стальных мостовых
конструкций предъявляют более жесткие ограничения,
чем к стальным конструкциям промышленного и граж-
данского строительства. Эти ограничения направлены
прежде всего на обеспечение повышенной надежности,
хладостойкости, выносливости и долговечности мостовых
- 530 —
Рис. 24.3. Устройство сварных пакетов и стыков с изменением сече-
ния (i'=l : 4 в случае сжатия и i= 1 : 8 в случае растяжения)
конструкций путем борьбы с концентрациями напряже-
ний, погибями, вибрациями, чрезмерными сварочными
деформациями и напряжениями, коррозией и т. д.
Сечения сварных элементов следует проектировать
с возможно меньшим числом частей и соединительных
сварных швов. К применению сварных пакетов прибега-
ют лишь при необходимости, связанной с общим ограни-
чением наибольшей толщины листов следующими значе-
ниями: в конструкциях обычного исполнения — 60 мм;
в конструкциях северного исполнения А — 50 мм; в кон-
струкциях северного исполнения Б — 40 мм, а также
с ограничением меньшими размерами толщин проката
для конкретных марок стали и снижением расчетных со-
противлений для больших толщин (см. табл. 24.2). В оте-
чественной практике применяют только двухлистовые
сварные пакеты (рис. 24.3). В ряде зарубежных стран
применяют также сварные пакеты из 3—4 листов. Для
обрыва со сварным прикреплением одного из листов па-
кета (что не допускается в железнодорожных пролетных
строениях северного исполнения) требуется соблюдение
условий рис. 24.3.
При соединении листов различных ширин или раз-
личных толщин сечение должно изменяться плавно с уст-
ройством скосов согласно рис. 24.3.
Чтобы увеличить выносливость и хладостойкость
стальных мостовых конструкций, применяют механиче-
скую обработку деталей и швов у концентраторов напря-
34*
- 531 —
жений, назначают оптимальный порядок сварки элемен-
тов с применением в необходимых случаях местного по-
догрева, избегают стесненного расположения привари-
ваемых деталей.
Предельные гибкости элементов, ограничиваемые для
предотвращения случайных искривлений, которые могут
уменьшить действительную несущую способность элемен-
та, с целью уменьшения вибраций при эксплуатации для
элементов пролетных строений мостов принимают ниже,
чем для элементов других стальных конструкций. На-
пример, предельная гибкость поясов главных ферм неза-
висимо от знака усилия равна 100 в железнодорожных
мостах и 120 в автодорожных, городских и пешеходных
мостах.
Чтобы уменьшить влияние погибей, а также повысить
долговечность и стойкость против коррозии постоянных
мостов, нормированы некоторые минимальные размеры
сортамента металла. Например, наименьшая толщина
стенок балок — 10 мм, в железнодорожных мостах наи-
меньшая толщина фасонок сквозных главных ферм —
12 мм, а в автодорожных, городских и пешеходных мос-
тах — 8 мм. Наименьшие сечения уголков в основных
элементах главных ферм и проезжей части равны 100X
X 100X10, в элементах связей — 80X80x8 в железнодо-
рожных мостах и 80x80x7 в других мостах.
Для стальных конструкций мостов основным видом
заводских соединений являются сварные, а основным
видом монтажных соединений — фрикционные на высо-
копрочных болтах. В монтажных соединениях листов
настила ортотропных плит почти всегда применяют
сварку. Монтажную сварку используют иногда и для
соединения сплошностенчатых главных балок пролетных
строений, что обеспечивает существенную экономию
стали, но затрудняет навесную сборку и требует привле-
чения высококвалифицированных специалистов и слож-
ного оборудования, а также тщательного контроля каче-
ства швов. Цельносварными сооружают уникальные ме-
таллические мосты в городах, где легче выполнить эти
требования. В последние годы получили распространение
комбинированные стыки балок с соединениями стенок
на высокопрочных болтах, а поясов — автоматической
сваркой.
Заклепочных соединений на монтаже больше не при-
меняют, а на заводах их используют только в некоторых
— 532 —
специальных соединениях. Соединения на обычных бол-
тах нормальной точности и на высокопрочных болтах
без контролируемого натяжения применяют в разборных
и временных мостах.
Главная особенность применяемых в стальных конст-
рукциях мостов сварных соединений состоит в преиму-
щественном использовании создающих небольшие кон-
центрации напряжений стыковых швов и угловых швов
вогнутого очертания, выполняемых автоматической свар-
кой с полным проваром и плавным переходом к основ-
ному металлу. Фланговых и лобовых швов, характеризу-
ющихся большими концентрациями напряжений, избега-
ют. Прерывистые соединительные швы не допускаются.
Высокопрочные болты применяют преимущественно
с номинальными диаметрами 22 и 24 мм типов ПО и
ПОХЛ* из стали 40Х с контролируемым временным со-
противлением после термообработки изделия 1100 МПа.
Особенностью использования высокопрочных болтов
для мостов является ограничение и контроль не только
указанного нижнего, но и верхнего (1300 МПа) предела
прочности, что предотвращает применение малопластич-
ных болтов, подверженных замедленным хрупким разру-
шениям.
Особенности расчета состоят в пренебрежении увели-
чением действительных усилий натяжения болтов при
контроле по углу поворота гайки айв значительно мень-
ших расчетных сдвигающих усилиях на один болтокон-
такт при малом числе болтов в соединении, а также при
простых способах подготовки контактных поверхностей.
ГЛАВА 25. СПЛОШНОСТЕНЧАТЫЕ
СТАЛЕЖЕЛЕЗОБЕТОННЫЕ ПРОЛЕТНЫЕ
СТРОЕНИЯ
25.1. ПРИНЦИПЫ РАБОТЫ
И ОБЩАЯ КОМПОНОВКА СТАЛЕЖЕЛЕЗОБЕТОННЫХ ПРОЛЕТНЫХ
СТРОЕНИЙ
Сталежелезобетонными называют пролетные строе-
ния, в которых железобетон и сталь работают в единой
конструкции, что позволяет наилучшим образом исполь-
* Для конструкций северного исполнения.
— 533 -
зовать каждый из этих материалов в соответствии с его
свойствами [19]- В частности, сталежелезобетонными
являются пролетные строения с железобетонной плитой
проезжей части, включенной в совместную работу с поя-
сами стальных главных балок.
Наибольшее распространение имеют сплошностенча-
тые сталежелезобетонные пролетные строения с ездой
поверху балочно-разрезной, балочно-неразрезной и рам-
ной систем, отосящиеся к одному из главных видов «ме-
таллических пролетных строений.
В сплошностенчатых пролетных строениях включение
железобетонной плиты в работу на сжатие совместно со
стальными верхними поясами позволяет значительно
уменьшить их сечения и в некоторой степени облегчить
другие стальные элементы главных балок, а также уве-
личить жесткость и улучшить динамические характерис-
тики пролетного строения.
Железобетонную плиту укладывают по стальным
балкам чаще всего после перекрытия ими пролетов. При
этом главную часть постоянных нагрузок воспринимают
стальные балки без помощи железобетонной плиты,
а сжимающие усилия возникают в железобетонной плите
от временных нагрузок и только добавляемых после объ-
единения железобетона и стали постоянных нагрузок,
а также от предварительного напряжения и регулирова-
ния, если оно предусмотрено проектом.
Для поперечных сечений сталежелезобетонных конст-
рукций вообще характерна стадийность работы. Число
стадий равно числу частей поперечного сечения, после-
довательно включаемых в работу. Обычно таких частей
две (стальная балка и железобетонная плита), и сечение
работает в две стадии.
Экономичные сталежелезобетонные балки должны
характеризоваться возможно более полным использова-
нием материалов — стальных поясов на растяжение или
сжатие и бетона плиты на сжатие. Использование сталь-
ного верхнего пояса в сжатых зонах часто оказывается
неполным по конструктивным соображениям и в связи
с необходимостью обеспечения общей устойчивости до
включения железобетонной плиты в работу. Бетон в зо-
нах действия наибольших положительных изгибающих
моментов получается часто недонапряженным в автодо-
рожных и городских мостах, характеризующихся сущест-
венно большим отношением постоянной нагрузки к вре-
— 534 —
менной, чем у железнодорожных мостов. В неразрезных
и некоторых других пролетных строениях имеются зоны
отрицательных моментов, вызывающих растяжение же-
лезобетонной плиты. В этих зонах бетон почти не раз-
гружает стальную часть конструкции.
В сталежелезобетонных пролетных строениях относи-
тельно широко применяют предварительное напряжение
и регулирование для экономии стали, достигаемой уве-
личением полноты использования материалов (и иногда
заменой части прокатной стали высокопрочной армату-
рой), а также для обеспечения трещиностойкости желе-
зобетонной плиты в ее растянутых зонах. Способы пред-
варительного напряжения и регулирования разнообраз-
ны. Наибольшее распространение имеет принудительный
выгиб стальной части балки до объединения с железобе-
тонной плитой (обычно с использованием постоянных
или временных опор), а при значительных пролетах
в индивидуальных пролетных строениях — натяжение
продольной высокопрочной арматуры плиты в зонах от-
рицательных моментов (в большинстве случаев после
объединения стали и железобетона).
Все большее применение получают весьма экономич-
ные бисталежелезобетонные балки, в которых наиболее
напряженные участки стальных поясов выполнены из
высокопрочной стали, а стенка и менее напряженные
участки стальных поясов (преимущественно непосредст-
венно объединяемые со сжатой железобетонной пли-
той) — из обычной стали.
Очертания главных балок всегда принимают с парал-
лельными поясами при разрезной и, как правило, с па-
раллельными поясами при неразрезной системе (рис.
25.1). Очертания главных балок с увеличением высоты
над промежуточными опорами согласно рис. 25.1, в или
г в большепролетных конструкциях неразрезной системы
дают заметную экономию стали, однако неразрезные
пролетные строения переменной высоты применяют
в последние годы все реже, поскольку они существенно
сложнее для изготовления и исключают монтаж про-
дольной надвижкой.
Чтобы уменьшить строительную высоту, облегчить
транспортирование и достичь ряда других преимуществ,
высоту главных балок применяют всегда несколько
меньшей теоретически выгодной и назначают в зависи-
мости от пролета в пределах, указанных в таблице к рис.
— 535 -
Рис. 25.1. Очертания и высоты стале-
железобетонных пролетных строений
25.1. Эти пределы относятся к высоте от низа нижнего
пояса до верха железобетонной плиты: высота стальной
стенки получается несколько меньшей.
Схема В автодорожных и городских мостах В железнодорожных мостах h/li
fi/l, Ц//1
а 1/15—1/20 - 1/9—1/15
б 1/20—1/25 0,3—1,0 —
виг 1/35—1/50 0,4—0,8 —
Высота главных балок может довольно сильно отли-
чаться от высоты, дающей наименьший расход стали при
заданной железобетонной плите, при этом расход стали
увеличивается незначительно.
Наиболее ходовые в СССР высоты стенок составля-
ют 2,48 м (наибольшая из условия получения стенки без
заводского продольного стыка) и 3,6 м (наибольшая из
условия перевозки железнодорожным транспортом кон-
струкции, не имеющей монтажного продольного стыка).
Если конструктивно желательная высота стальной стен-
ки оказывается недостаточной, то приращение высоты
сечения сталежелезобетонной балки можно получить,
увеличив высоту вута или ребра железобетонной плиты.
Вертикальная жесткость редко оказывает определяющее
влияние на высоту сталежелезобетонного пролетного
— 536 —
Рис. 25.2, Поперечные сечения сплошностенчатых сталежелезобетон-
ных пролетных строений
строения. Поперечное сечение сталежелезобетонного
сплошностенчатого пролетного строения с ездой поверху
(рис. 25.2) чаще всего устраивают открытым снизу, при-
меняя одностенчатые двутавровые стальные главные
балки (как правило, несимметричного поперечного сече-
ния в зонах положительных изгибающих моментов).
В больших пролетах в поперечном сечении применяют
одну или несколько коробчатых главных балок, замкну-
тых снизу стальной ребристой плитой (рис. 25.2, г, д)
либо нижней железобетонной плитой (рис. 25.2, е). Ниж-
ние плиты могут применяться только на части длины
пролетного строения, на остальной же части длины тог-
да остаются одностенчатые стальные балки.
Число стенок главных балок в поперечном сечении
пролетного строения чаще всего равно двум. Большее
число стенок может быть выгодным прежде всего при
большой ширине пролетного строения, а также в мостах
Рис, 25.3. Проезжая часть сплошностенчатых
сталежелезобетонных
пролетных строений
— 537 —
малых (менее 40 м) пролетов. Оптимальная высота глав-
ных балок в многобалочном (многостенчатом) пролет-
ном строении меньше, чем в двухбалочном (двухстенча-
том), а при коробчатом поперечном сечении — меньше,
чем при открытом поперечном сечении.
Главные балки (или стенки коробчатых балок) сое-
диняют поперечными связями, одна из главных функций
которых состоит в обеспечении устойчивости сжатых
поясов балок до включения в работу раскрепляющей их
железобетонной плиты. Устройства с этой же целью по-
стоянных или временных металлических продольных
связей в уровне плиты стараются избежать.
При одностенчатых главных балках устраивают ре-
шетчатые нижние продольные связи обычно по всей ши-
рине пролетного строения (между крайними балками),
что резко увеличивает сопротивление кручению коробча-
того пролетного строения. Иногда главные балки соеди-
няют нижними продольными связями только попарно,
а при небольших пролетах пролетное строение вообще
может не иметь нижних продольных связей.
Характерны (для езды поверху) три основные схемы
проезжей части, в которых железобетонная плита опира-
ется только на главные балки (рис. 25.3, а), на главные
и поперечные балки (рис. 25.3,в), на главные и продоль-
ные балки (рис. 25.3,6).
В схеме проезжей части по рис. 25.3, б продольные
балки поддерживаются поперечными балками, роль ко-
торых могут выполнять соответственно рассчитанные ре-
шетчатые поперечные связи между главными балками
(совмещение функций поперечных балок и поперечных
связей).
Постоянная нагрузка на сталежелезобетонное про-
летное строение в значительной степени зависит от тол-
щины железобетонной плиты, в автодорожных и город-
ских мостах чаще всего принимаемой 14—17 см, в желез-
нодорожных мостах — до 25 см. Расстояния между
балками, на которые опирается железобетонная плита,
назначаются в зависимости от временной нагрузки и
толщины плиты в пределах 2—6 м. Большие расстояния
могут быть перекрыты ребристой плитой (рис. 25.3, г, д).
Для увеличения расстояния между балками без увели-
чения толщины железобетонной плиты за рубежом часто
применяют поперечное предварительное напряжение
плиты высокопрочной арматурой.
— 538 —
Сталежелезобетонные сплошностенчатые пролетные
строения являются наиболее распространенными кон-
струкциями для автодорожных и городских металличес-
ких мостов пролетами примерно до 120 м и для железно-
дорожных металлических мостов с ездой поверху проле-
тами 35—70 м.
25.2. РАСЧЕТЫ СТАЛЕЖЕЛЕЗОБЕТОННЫХ
МОСТОВЫХ КОНСТРУКЦИЙ
Основу расчетов сталежелезобетонного пролетного
строения составляет обычно рассмотрение стержневой
расчетной модели, в которой каждый стержень (главная
балка, балка проезжей части и т. д.) работает упруго и
подчиняется гипотезе плоских сечений. В процессе рас-
чета вносят необходимые поправки, учитывающие не-
упругие свойства бетона, пластические деформации ста-
ли и иногда отступления от гипотезы плоских сечений.
В состав поперечного сечения сталежелезобетонной
главной балки железобетонная плита включается обыч-
но полностью, на всю ширину, приходящуюся на одну
балку. При длине пролета менее 4 В или 12 С (В — рас-
стояние между балками; С — длина консоли плиты)
включаемая в работу расчетная ширина плиты получа-
ется меньше ее конструктивной ширины.
В связи со стадийностью работы поперечных сечений
и специфическими свойствами бетона обычно для каж-
дого расчетного сечения сталежелезобетонного элемента
подсчитывают геометрические характеристики (коорди-
наты центров тяжести Z, моменты инерции /, моменты
сопротивления W и т. д.), отвечающие нескольким соста-
вам сечения. При двух стадиях работы напряжения ог
вызывающих положительные изгибающие моменты на-
грузок определяют в предположении упругости материа-
лов по формулам табл. 25.1.
Геометрические характеристики объединенного ста-
лежелезобетонного поперечного сечения zbiStb, Jstb и дру-
гие вычисляют на основе приведения бетона к стали.
Площадь бетона учитывают в составе приведенного се-
чения величиной /1бР =Аь!пь, где коэффициент приведе-
ния nb=EsIEb — отношение модулей упругости стали и
бетона.
Стальной сжатый верхний пояс, разгружаемый желе-
зобетонной плитой, назначается обычно облегченного
— 539 —
Таблица 25.1. Напряжения от положительных изгибающих моментов
Место действия
напряжения
Характер
напряже-
ния
Стадия
II
Крайняя
стального
пояса si
фибра
нижнего
Растя-
жение
II * 1 7
0.1= —-------zsib, si
Jstb
2И,
J S
Крайняя фибра
стального верхне-
го пояса s2
Центр тяжести се-
чения бетона b
Сжатие
. М1
о'2= ZS, S2
J s
сечения, однако в I стадии работы (до жесткого присое-
динения блоков сборной плиты или набора прочности
монолитной плитой) железобетонная плита не обеспечи-
вает его устойчивости. Известно много аварий, проис-
шедших при монтаже сталежелезобетонных пролетных
строений в связи с недостаточной устойчивостью сжатых
верхних поясов. Соответственно необходима проверка
устойчивости стального сжатого верхнего пояса на I ста-
дии работы.
Подбор сечений стальных объединенных с железобе-
тонной плитой балок, осуществляемый в общем случае
последовательными приближениями, относительно тру-
доемок при расчетах вручную. Чтобы уменьшить число
приближений, в качестве первого приближения целесо-
образно принимать сечение, у которого площади сталь-
ных поясов определены по приведенным ниже формулам
грубого подбора. Эти формулы предполагают, что изги-
бающие моменты воспринимаются в основном стальны-
ми поясами и железобетонной плитой, а участие в рабо-
те стальной стенки оценивается в размере 20 % на I ста-
дии и 5 % на II стадии работы. Учитывая развитие
пластических деформаций в стальных поясах в предель-
ном состоянии по прочности и перераспределение усилий
между железобетоном и стальным верхним поясом при
появлении в последнем пластических деформаций, рас-
четное сопротивление стали верхнего пояса условно уве-
личивают на 15 %, а нижнего пояса — на 5 %.
Соответственно получаем следующие уравнения пол-
— 540 —
ного использования нижнего и верхнего стальных поя-
сов:
Л-1т Мп 1—_ + У = 1,05/?„; 1.2/78Лв1 1,05ЯвЬЛ31 (25.1)
М, 1 + IJ = 1 , 1 йРу . 1,2Я8Л52 1,05Яь(Ль2+ А^) (25.2)
Отсюда
Л^^ + ^/О.Об^); (25.3)
Л 2 = ]/ Л/, Л”₽/( 1 ,15Ry) + 0,25Лд - 0,5ЛД, (25.4)
где
Hs — высота между центрами тяжести сечений стальных поясов;
Нзь — высота между центрами тяжести сечений стального нижнего
пояса и железобетонной плиты; =Аь!пь', Пь=(Е„1Еь)[Мц1(Мр+
+0,35^1,)]—отношение модулей упругости с приближенным уче-
том ползучести бетона; Мр — изгибающий момент от временных на-
грузок; ЛТдц—изгибающий момент от постоянных нагрузок II ста-
дии работы;
Лд=л;р=(^-«,,)/(!,I5RB).
Формулы напряжений на II стадии даны в табл. 25.1
без учета ползучести бетона. Практически в большинстве
случаев (если напряжения в бетоне от постоянных на-
грузок и воздействий превышают 0,27?&, где Rb — рас-
четное сопротивление бетона сжатию) вызываемые пол-
зучестью бетона перераспределения усилий необходимо
учитывать в расчетах.
Для статически определимой конструкции напряже-
ния от ползучести бетона могут быть определены мето-
дом «тонкой плиты» [19] (приемлемым при EbJb<_
<0,2EsJs). Приближенно напряжения от постоянных на-
грузок II стадии работы с учетом ползучести бетона мо-
гут быть вычислены в предположении, что бетон обла-
дает эффективным модулем упругости Ee^kr = 0,35£&.
Характерной особенностью работы сталежелезобетон-
ного пролетного строения являются существенные усилия
и напряжения от изменений температуры (разностей
температур частей поперечного сечения) и от усадки бе-
тона [19]. Разности температур частей поперечного сече-
ния возникают от солнечной радиации и суточных коле-
баний температуры воздуха в связи с тем, что
— 541 —
теплопроводность бетона примерно в 50 раз меньше теп-
лопроводности стали.
Расчет на прочность поперечных сечений сталежелезо-
бетонных конструкций ведут по деформационным крите-
риям предельного состояния [19, 25]. Полная упруго-
пластическая относительная деформация бетона в уров-
не центра тяжести его сечения ограничивается значением
0,0016. Для стальных поясов пластические относительные
деформации однократного загружения ограничиваются
значением 0,001. Прочность стальных поясов проверяют
для упрощения в традиционной форме проверки напря-
жений, но с введением к моментам сопротивления или
расчетным сопротивлениям поправочных коэффициентов,
приводящих расчет к деформационному критерию пре-
дельного состояния.
Расчет основан на гипотезе плоских сечений и мето-
де тонкой плиты. В предельном состоянии рассматрива-
ется упругопластическая (или упругая) работа стального
двутавра, находящегося под воздействием внешних сил
(в частности, изгибающего момента) и приложенного
в уровне центра тяжести сечения бетона внутреннего рас-
тягивающего усилия, равного осевому сжимающему уси-
лию в бетоне. Для работы бетона принимается диаграм-
ма Прандтля, что компенсирует действительное положе-
ние равнодействующей сжимающих напряжений в бетоне
выше центра тяжести сечения бетона и позволяет не учи-
тывать смещения нейтральной оси сечения и изменения
усилий в железобетоне при развитии пластических де-
формаций стали со стороны нижнего пояса. Данные по
расчету прочности приведены в табл. 25.2 и 25.3.
В табл. 25.2 и 25.3 приняты следующие обозначения: Ry, RT
и Rb — расчетные сопротивления соответственно стали поясов, про-
дольной арматуры и бетона на сжатие; въГ, ari — уравновешенные
в пределах поперечного сечения элемента напряжения от ползучести
бетоца, усадки бетона и изменений температуры соответственно
в бетоне в центре тяжести его сечения и в продольной арматуре;
Пг=Е»1Ег, где Ег — модуль упругости продольной арматуры; х3= 1 -|-
+П(х—1)—поправочный коэффициент к моменту сопротивления,
приводящий расчет прочности стальной балки при совместном дей-
ствии изгибающего момента и осевой силы к критерию предельной
пластической деформации: к и т] — полученные Н, Л. Черновым [25]
исходные коэффициенты приведения к предельной пластической де-
формации, определяемые по таблицам 25.2 и 25.3; получение т]
сверху от разграничительной линии означает возможность развития
предельных пластических деформаций в верхнем поясе, снизу —
в нижнем поясе, а в интервале значений, примыкающих к разграни-
чительной линии — в обоих поясах; если т] получается для пояса,
Таблица 25.2. Расчет прочности при сжатии бетона временными нагрузками
— 542 —
— 543 —
Продолжение табл. 25.2
Расчетный случай А Б в
Критерии расчетных слу- чаев Мп &b г П7 < ть пЪ ™b,stb (сжат) + Мп СТг ~ 4" ari < тг Rr nr"'b,stb (сжат) + Наличие расчетной про- дольной арматуры Мп °ь— iF/ °ы > nb Wb,stb > mbRb (сжат) + Мп °г — ™ + °rj *5 nr Wb,stb < mr Rr (сжат) + Мп °h ~~ ~ * nb b,stb > mbRb (сжат) При наличии расчетной продольной арматуры Мц °r~n"w +°ri>tnrRr nr ”'b,stb (сжат) +
Проверка железобетона 1 £ ¥ с? § о? и V »с М ' ГО 1 1 к *4' 1 Q; и < «|сц
35—799
Проверка стального М ZbsN br Hbr , г, М — ZbsNbR, rR MbR, rR „
верхнего пояса Л <т^> /3^52- 6 < mRy As
(сжат) + (сжат)
Проверка стального ниж- М — zbslVbr Nbr M — 2hsNbR,r NbR.r M — ZbsNbR, rR NbR, rR
него пояса zsiT,... +л. ',aR‘ X3^sl,s As " X3UZS1>S + As
(раст) <mRy < mRy
+ (раст) + (раст) +
Таблица 25.3. Расчет прочности при растяжении бетона временными нагрузками
zls = XS1 + Af + AS2 N Коэффициенты г) при AS2/AS1, равных
• О • • ) ь \ e • • 9 • AsmRy 1 0,8 0,6 0,4 0,2 0
4e Л Я t АчФ — Л s + ' rtr^cr ij7 . W r, 5ф — — 5"Ф Nr = Ar ar при or < Hr Nr — Ar or при Or > Hr NrH — Ar Hr
' 1 / \ // 1*-*- 9 ®fSz N" 11 N 0 0,1 0,2 0,3 0,4 0,5 0,6 0,7 0,8—1 1 1,63 2,47 3,20 3,49 3,51 3,05 2,85 2,60 1 1 0,54 1 0,9 0,38 1 0,92 0,80 0,38 1 0,93 0,87 0,75 0,58 0,28 0,63 0,82 0,93
‘0 / ^S2 4--L ' Stb sv: 5 : At^ ^5/. r » !S. N
0,30 1,12 1,60 2,02 2,27 2,45 2,38 2,12
N? 0,30 0,95 1,30 1,58 1,76 1,90 1,80
0,34 0,84 1,12 1,3 1,42 1,45
r 0,26 0,72 0,91 1,05 1,12
X5 sj
Продолжение табл. 25.3
СП ,, Расчетный случай Г Д
Критерии расчетных слу- чаев 0b=- 11 <Jbl>0,lmbRb stb (сжат) + °b- J1 °ы < 0,1 тьнъ nb W b' stb (сжат) +
Напряжения в продоль- ной арматуре железобе- | тона СЛ —•• ст _ —гЪ' ipcr nr Wr, si|- Аъ^Ъг ft? ^СГ ПТ (раст) +
Проверка стального верхнего пояса —Л4 + zbs Nbr Nbr в 4- _ Шр гП Ку X5№s2,8 А (раст) + —М — ZT$NrR NrR + Л tn £\и ХзИ732, з As (раст) +
То же, нижнего пояса —М 4- zbs Nbr Nbr ry л Гн Ку Х3 ®^81,в Аз (сжат) + —-Л! — zpg Nу у — + ~7~ < tn Ну Хз Iasi’s (сжат) +
противоположного рассматриваемому, то в проверке прочности рас-
сматриваемого пояса нет необходимости;
1 , Г(ть^ь-Сть)1 Аь
L mRy J As2
но не более 1,2 — поправочный коэффициент к расчетному сопротив-
лению стального верхнего пояса, учитывающий разгрузку его недо-
напряженным бетоном при появлении в стальном верхнем поясе пла-
стических деформаций; х4=Хз//и1, но не менее 1; k — коэффициент,
учитывающий увеличение относительных деформаций бетона при раз-
витии пластических деформаций в прилегающем к нему стальном
верхнем поясе и изменяющийся от 1 до 14-0,009£'с/7?г/ в зависимости
от степени развития пластических деформаций в стальном верхнем
поясе.
Остальные обозначения пояснены в табл. 25.2.
При сжатии бетона временными нагрузками расчет
прочности простого одноплитного сталежелезобетонного
элемента выполняют по одному из трех расчетных слу-
чаев, расчетные формулы для которых приведены приме-
нительно к действию положительного изгибающего мо-
мента в табл. 25.2. Работа железобетона без быстротеч-
ных пластических деформаций определяет случай А, пла-
стическая работа бетона и упругая работа продольной
арматуры определяет случай Б, пластическая работа
и бетона, и продольной арматуры (или только бетона
при отсутствии расчетной продольной арматуры) опреде-
ляет случай В.
При растяжении бетона временными нагрузками рас-
чет прочности простого одноплитного сталежелезобетон-
ного элемента выполняют по одному из двух расчетных
случаев, расчетные формулы для которых приведены при-
менительно к действию отрицательного изгибающего мо-
мента в табл. 25.3. В случае Г бетон в предельном со-
стоянии сечения по прочности вследствие предваритель-
ного напряжения или других обстоятельств остается
сжатым, и железобетон работает полным сечением с про-
дольной жесткостью ЕьАь-\-ЕгАг. Случай Д предполага-
ет образование поперечных трещин в железобетоне на
всю его высоту с уменьшением жесткости железобетона
при растяжении до величины ErAr/tycr, где фсг — коэффи-
циент, учитывающий частичное вовлечение бетона между
трещинами в работу на растяжение (табл. 25.4).
В случае Г работа сталежелезобетонного поперечного
сечения в общем аналогична работе в случае А, но на-
пряжения в стальном двутавре в случаях А и Г противо-
положны, причем возникающее от сжатого бетона усилие
— 548 -
Таблица 25.4. Коэффициенты фСг
Вид замоноличенной продольной арматуры Железнодорожные мосты, расчеты Автодорожные и городские мосты
на прочность на трещино- стойкость
Гладкая (включая пучки 1 1 0,7
высокопрочной проволоки и стальные канаты) Периодического профиля 1 0,75 0,5
не разгружает, а догружает стальной двутавр. В случае
Д стальной двутавр разгружается усилием, возникающим
от растяжения арматуры железобетона, а формула для
ог учитывает частичную релаксацию при образовании
трещин уравновешенных в пределах поперечного сечения
напряжений в арматуре от ползучести и усадки бетона
и изменений температуры.
В формулах табл. 25.3 приняты следующие обозначения (поми-
мо поясненных в табл. 25.2 и применительно к табл. 25.2): т2=1 +
+ [Qb/(jnRy)]At>/As2, но не более 1,2 — поправочный коэффициент
к расчетному сопротивлению стального верхнего пояса, учитываю-
щий разгрузку его не имеющим поперечных трещин железобетоном
при появлении в стальном верхнем поясе пластических деформаций;
К5=х3/т2- но не менее 1.
Коэффициент т) в случае Г принимают по левому
столбцу табл. 25.3 (как для Л.?2/ЛЛ1 = 1), если As<z/Asi^A.
Если As<i/As\>\, то коэффициенты ц и х определяют по
таблицам 25.3 и 25.2, переставив индексы, т. е. используя
для верхнего пояса обозначение Asi, а для нижнего — AS2-
Для сталежелезобетонных поперечных сечений, пред-
варительно напряженных натяжением высокопрочной ар-
матуры, число стадий работы составляет обычно 3 или
более. На стадии натяжения арматуры усилия предвари-
тельного напряжения учитывают как внешнюю нагрузку.
На последующих стадиях работы расчет выполняют в со-
ответствии с изложенными ранее принципами, но допол-
нительно проверяют прочность высокопрочной арматуры.
Особенность расчета железнодорожных сталежелезо-
бетонных пролетных строений на выносливость состоит
в учете виброползучести бетона, т. е. постепенного пере-
распределения сжимающих усилий между бетоном
и стальным верхним поясом, уменьшения напряжений
— 549 —
в бетоне и увеличения их в стальном верхнем поясе [19].
Расчеты на трещиностойкость железобетонной плиты,
направленные на обеспечение долговечности конструк-
ции, имеют большое значение для сталежелезобетонных
пролетных строений, особенно неразрезной системы.
Категории трещиностойкости, виды проверочных рас-
четов на трещиностойкость, условия применения этих рас-
четов и расчетные формулы сведены в табл. 25.5.
В табл. 25.5 вь/ — напряжения в крайней фибре бетона от на-
грузок, учитываемых в расчетах на трещиностойкость; эти напряже-
ния вычислены при учете всего бетона в составе сечения, причем
9 Э О
°ef<+) —растягивающее, —сжимающее, —сжима-
ющее без учета потерь по ползучести и усадки бетона напряжение;
авт — раскрытие трещины, определяемое методами расчета железо-
бетона в зависимости от растягивающего напряжения в крайнем ря-
ду продольной арматуры; Rb,ma, Rbt.ser— расчетные сопро-
тивления бетона на сжатие в расчетах трещиностойкости и на растя-
жение; Лег и m — соответственно предельное раскрытие трещины
и коэффициент условий работы, принимаемые по нормам в зависи-
мости от категории трещиностойкости.
Изменения температуры и усадка бетона, а также
ползучесть бетона под постоянными нагрузками и обра-
зование поперечных трещин в железобетоне под времен-
ными нагрузками, вызывающие в статически определи-
мых конструкциях только напряжения, уравновешенные
в каждом поперечном сечении, в статически неопредели-
мых, неразрезных балках вызывают, кроме того, допол-
нительные изгибающие моменты, опорные реакции и по-
перечные силы. Раскрытие статической неопределимости
целесообразно методом сил при неизвестных опорных из-
гибающих моментах и основной системе в виде цепи раз-
резных балок.
Учет влияния на работу статически неопределимой
конструкции ползучести бетона составляет физически не-
линейную задачу, а учет влияния образования трещин
в железобетоне — конструктивно нелинейную задачу.
Оба эти расчета выполняют последовательными прибли-
жениями [19].
В статически неопределимой конструкции напряжения
от ползучести бетона должны быть уточнены последова-
тельными приближениями с учетом ползучести, вызывае-
мой напряжениями от ранее учтенной ползучести. При
учете образования поперечных трещин в железобетонной
плите последовательными приближениями уточняют дли-
ны зон раскрытия трещин. Последовательные приближе-
— 550 —
Таблица 25.5. Условия выполнения расчетов на трещиностойкость
Расчет Расчетная формула Характер армирования, категории трещиностойкости и назначение пролетных строений мостов
напрягае- мая про- волочная арматура (включая канаты) напряга- емая стержне- вая арматура ненапряга- емая стер- жневая арматура
Па железнодорожные Па, Пб автодорож- ные и городские 1 Пб железнодорожные| Ша, б автодорожные и городские Шв всех назначений
По образованию продольных тре- щин при предвари- тельном напряже- нии и регулирова- нии ст0 °bf (-) <^b. mcl + + -j-- + +
По образованию продольных тре- щин от совместно- го воздействия си- ловых факторов и неблагоприятных влияний внешней среды при эксплу- атации автодо- рожных и город- ских мостов °bf (-) <^b, mc2 4- +
По образованию поперечных тре- щин при эксплуа- тации °bf (+)* * tnRbt ser + + + — —
По раскрытию по- перечных трещин при эксплуатации — Па— Иб+ 4~ 4- 4-
— 551 —
ния заканчивают, когда изменения напряжении от пол-
зучести или изменения длин зон раскрытия трещин ста-
нут пренебрежимо малыми. В обоих видах расчетов
в подавляющем большинстве случаев достаточно двух по-
следовательных приближений. Эти расчеты особенно це-
лесообразно выполнять на ЭВМ по имеющимся програм-
мам.
Расчеты сталежелезобетонных мостовых конструкций
отличаются повышенной сложностью и трудоемкостью,
что определяет особую значимость их автоматизации. На
кафедре мостов СибАДИ (г. Омск) составлен программ-
ный комплекс для автоматических расчетов неразрезных
и разрезных мостовых сталежелезобетонных балок. Про-
граммный комплекс может работать как в проверочном
режиме, так и в режиме оптимизации.
25.3. ОБЪЕДИНЕНИЕ ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫХ
И СТАЛЬНЫХ ЧАСТЕЙ ДЛЯ СОВМЕСТНОЙ РАБОТЫ
Объединение железобетонной плиты со стальным дву-
тавром в сталежелезобетонную балку обеспечивается до-
статочно жесткой передачей через объединительный шов
сдвигающих и отрывающих сил, для чего требуются спе-
циальные объединительные устройства. Передача через
объединительный шов прижимающих сил обычно не тре-
бует специальных устройств.
Сдвигающие усилия возникают в объединительном
шве от поперечных сил, а также от перераспределения
продольных усилий между железобетоном и сталью. По-
следнее обстоятельство и необходимость учитывать иног-
да отступления от гипотезы плоских сечений заставляют
воздерживаться от часто практиковавшегося определения
погонных сдвигающих сил по формуле
5 = Qu cbr,stb!Jм,
где Cbr,stb—статический момент железобетона относительно центра
тяжести всего сечения.
Значительно большей общностью обладает формула
s = — [(оЬ1 Аь + ог1 Аг) — (оЬ2 Аь оГ2 Лг)], (25.5)
где Об и Or — напряжения в бетоне и арматуре в центрах тяжести
сечений железобетона, ограничивающих справа и слева участки пли-
ты длиной а.
— 552 —
Рис. 25.4. Жесткий упор в окне сборной железобетонной плиты
У концов железобетонной плиты на длине, которую
можно принимать равной 0,36 (Н + bsi), возникают сдви-
гающие и отрывающие усилия от изменений температуры
и усадки бетона [21].
В качестве объединительных устройств в сталежеле-
зобетонном пролетном строении используют жесткие упо-
ры, гибкие упоры и анкеры, высокопрочные болты (иног-
да в комбинации с клеем). Сдвигающее усилие S на одно
объединительное устройство (упор или группа анкеров
либо болтов) определяют как площадь участка огибаю-
щей эпюры на длине, относящейся к рассчитываемому
устройству (равной шагу объединительных устройств).
Жесткий упор (рис. 25.4) передает бетону сжимающие
усилия через подребренные (или ужесточенные другим
способом) упорные поверхности и вызывает в прилегаю-
щем бетоне достаточно равномерные деформации мест-
ного сжатия (смятия). При выпуклой форме упорной по-
верхности зону местного сжатия конструктивно арми-
руют.
Основным для объединения на жестких упорах явля-
ется расчет бетона на смятие, выполняемый для автодо-
рожных, и городских мостов по формуле
5=1,6/?^^, (25.6)
где Rb — расчетное сопротивление бетона сжатию; Д;Ос — расчетная
площадь смятия бетона упором.
Для железнодорожных мостов выполняют раздель-
ные расчеты сминаемого бетона на прочность и на вы-
носливость (по специфическим нагрузкам и сопротивле-
— 553 —
ниям),заменяя коэффициент 1,6соответственно на 2 и 1,5.
Увеличение сопротивления бетона местному смятию по
сравнению с осевым сжатием объясняется благоприят-
ным воздействием бетона, окружающего упор с трех сто-
рон. Если упор находится в относительно узком железо-
бетонном ребре, сопротивление смятию снижается.
Для полного использования сопротивления бетона
смятию и предупреждения отрыва плиты и скалывания
бетона плита должна быть заанкерена, а расстояние
в свету между жесткими упорами должно составлять не
менее 3,5-кратной высоты площадки смятия бетона. Для
обеспечения плотности шва при всех видах объединитель-
ных устройств расстояние в свету между ними не должно
превышать 8-кратную среднюю толщину плиты.
При применении сборной железобетонной плиты жест-
кие упоры размещаются и замоноличиваются или в спе-
циальных окнах (см. рис. 25.4), или в швах между бло-
ками плиты. При расположении упоров в окнах или
поперечных швах толщина подливки не включается в пло-
щадь СМЯТИЯ Aloe.
В мостовых конструкциях обычного исполнения жест-
кие упоры непосредственно приваривают к стальному по-
ясу (на заводе-изготовителе). В мостовых конструкциях
северного исполнения жесткие упоры приваривают к спе-
циальным планкам, которые соединяют со стальным поя-
сом высокопрочными болтами.
Гибкие упоры выполняют стержневыми или из отрез-
ков прокатных профилей (швеллеров, уголков, двутав-
ров), имеющих неподребренную и неужесточенную дру-
гими способами упорную поверхность. Они работают в
теле бетона на изгиб наподобие нагеля и вызывают в при-
легающем бетоне существенно неравномерные деформа-
ции местного смятия (наибольшие — у основания упора).
Заанкеренный в бетоне стержневой гибкий упор назы-
вают вертикальным анкером, а при расположении анке-
ра под косым углом к направлению сдвигающей силы —
наклонным анкером. Наиболее эффективны петлевые
наклонные анкеры (рис. 25.5, а). Наклонный анкер (или
одна ветвь петлевого анкера) работает при действии
сдвигающего усилия S на сочетание растяжения с изги-
бом наподобие нагеля [21].
В большинстве зарубежных стран для объединения
железобетона (преимущественно монолитного) и стали
очень широко применяются гибкие цилиндрические упо-
— 554 —
Рис, 25,6, Объединение сборной плиты и стальной балки высокопроч-
ными болтами, обжимающими железобетон
1 — высокопрочный болт; 2 — материал омоноличивания; 3 — прокладки; 4-»
распределительная сетка
ры с головками (рис. 25.5, б), привариваемые к верхнему
поясу на монтаже контактным способом специальным
сварочным пистолетом. Широкое распространение таких
упоров объясняется исключительно высокой производи-
тельностью труда (один рабочий приваривает в среднем
три упора за 1 мин) и организацией рядом фирм во мно-
гих странах массового производства сварочных пистоле-
тов и достаточно широкого сортамента рассматриваемых
упоров.
Представляет интерес объединение сборной железобе-
тонной плиты со стальными балками на высокопрочных
болтах, обжимающих железобетон. Этот способ основан
на передаче сдвигающих усилий через объединительный
шов силами трения или совместным действием сцепления
и трения [19], причем через контактные поверхности
большой площади, без существенных концентраций на-
пряжений. К недостаткам относятся потери натяжения
болтов от ползучести обжимаемого ими бетона.
При изготовлении блоков сборной железобетонной
плиты в ней устраивают отверстия диаметром 50—60 мм
для пропуска болтов, а на верхней поверхности плиты —
гладкие площадки для восприятия обжимающих железо-
бетон усилий натяжения высокопрочных болтов с исполь-
зованием стальных подкладок толщиной 16—20 мм (рис.
25.6). Бетон в зонах болтовых отверстий армируют кар-
касом из стержней периодического профиля диаметром
10 мм. В зарубежных конструкциях вместо каркаса при-
меняют арматурные спирали, охватывающие отверстия.
Блоки железобетонной плиты укладывают на забла-
говременно разложенные по стальным поясам податли-
вые прокладки из многослойной фанеры или древесины.
Шов между железобетоном и сталью омоноличивают инъ-
ектированием цементно-песчаного или клее-песчаного ра-
створа через болтовые отверстия в плите. В последнем
случае число высокопрочных болтов уменьшается в 2—4
раза.
25.4. КОНСТРУКЦИИ АВТОДОРОЖНЫХ
И ГОРОДСКИХ ПРОЛЕТНЫХ СТРОЕНИЙ
Наиболее широкое применение в нашей стране имеют
разработанные в 1968—1979 гг. типовые автодорожные
пролетные строения Ленгипротрансмоста разрезной и не-
разрезной систем с расчетными пролетами от 42 до 84 м
и габаритами проезда Г-8, Г-10 и Г-11,5. Пролетные строе-
- 556 -
Рис. 25.7. Типовое сталежелезобетонное пролетное строение Ленгип-
ротрансмоста
ния запроектированы в основном из стали 15ХСНД, за-
водские соединения сварные, монтажные — на высоко-
прочных болтах. Конструкции предусмотрены обычного
и северного исполнения. Они отличаются требованиями
к стали и конструктивными деталями.
Согласно рис. 25.7 сборная железобетонная плита опи-
рается на две главные балки и прогон проезжей части,
поддерживаемый поперечными связями, которые выпол-
няют функции поперечных балок.
Ниже приведены некоторые параметры пролетных
строений.
При габарите проезда Г-8 Г-10, Г-11,5
расстояние между главными балка-
ми, м.............................. 6,4 7,6
пролбт железобетонной плиты, м , 3,2 3,8
толщина железобетонной плиты, см . 14 17
Пролетные строения разделены по высотам стенок
балок на три серии (табл. 25.6).
Основные продольные размеры типовых конструкций
(панели связей, шаги ребер жесткости и упоров и т. д.)
являются частями пролетного модуля 21 м. Монтажные
— 557 —
Таблица 25.6. Серии типовых автодорожных пролетных строений
Номер серии Высота стенки, м Пролет, м
разрезных конструкций неразрезных конструкций
I 2,48 42 пХ42 (п=2.. .5); 42+634-42
II 3,16 63 nX63(n=2.. .5); 63+84+63
III 3,6 — 63+2X84+63; 63+3x84+63
стыки балок размещены в плоскостях некоторых попереч-
ных связей.
Сборная железобетонная плита собирается из стан-
дартных блоков, имеющих окна для упоров. Кроме попе-
речных швов (шаг 21/8=2,625 м) над прогоном имеется
еще продольный шов. В швах осуществляется сварка ар-
матурных выпусков, после чего швы и окна омоноличи-
вают.
Основным способом монтажа стальной части конст-
рукций являются конвейерно-тыловая сборка и продоль-
ная надвижка с применением временных опор или аван-
бека. При разрезной системе соседнее пролетное строение
временно присоединяется в качестве противовеса или все
пролетные строения надвигаются неразрезной плетью.
После надвижки неразрезного пролетного строения
осуществляют регулирование (предварительное напря-
жение) : на промежуточных опорах пролетное строение
поддомкрачивают и устанавливают на временные метал-
лические клетки. Затем укладывают плиту, омоноличи-
вают окна и швы, дают бетону омоноличивания выстоять-
ся и опускают пролетное строение в исходное положение,
что обеспечивает обжатие железобетонной плиты и уве-
личивает ее трещиностойкость. Можно работать домкра-
тами на крайних опорах (где опорные реакции меньше)
или получать начальный выгиб в процессе надвижки.
Опыт эксплуатации «прогонных» пролетных строений
(см. рис. 25.7) с включением в работу сборной железо-
бетонной плиты жесткими упорами, омоноличиваемыми
в «окнах», показал, что в железобетонной плите такой
конструкции через 10—12 лет эксплуатации возникают
повреждения и через 15—20 лет плита может выключить-
ся из работы вследствие трещинообразования и разру-
шений в бетоне омоноличивания упоров и продольного
шва. Этот недостаток устранен в «унифицированных»
— 558 —
Рис. 25.8. Унифициро-
ванное сталежелезобе-
тонное пролетное строе*
ние ЦНИИпроектсталь*
конструкции им. Мель-
никова
разрезных и неразрезных автодорожных пролетных стро-
ениях, разработанных ЦНИИпроектстальконструкций
для пролетов от 42 до 105 м и габаритов Г-8, Г-10, Г-11,5.
Высоты стенок стальных балок — те же, что в табл. 25.6.
Поперечный разрез пролетного строения пролетом 42 м
и фрагмент конструкции даны на рис. 25.8.
Унифицированные пролетные строения запроектиро-
ваны без прогона, с ребристой сборной железобетонной
плитой, без «окон» для упоров и без продольного шва,
с объединением железобетона и стали без выполнения
«мокрых» работ согласно рис. 25.8 посредством заклад-
ных деталей, имеющих упоры и анкера, парных уголков
и высокопрочных болтов М22 в отверстиях диаметром
28 мм.
Все разнообразие стальных конструкций обеспечива-
ется применением ограниченного числа оптимизирован-
— 559 -
ных модульных блоков. Полностью унифицирован сорта-
мент стали. Оптимизированы на ЭВМ места изменений
сечений поясов главных балок.
Ребристые блоки железобетонной плиты имеют П-об-
разную форму со свесами и изготовляются в стальных
опалубочных формах. Продольная арматура стыкуется
в швах сваркой выпусков. Масса железобетонного бло-
ка — около 17 т.
Типовые автодорожные сталежелезобетонные пролет-
ные строения пролетами 15—33 м для габаритов Г-8, Г-10
и Г-11,5 разработаны ЦНИИпроектстальконструкцией.
В поперечном сечении разрезных и неразрезных конст-
рукций северного исполнения расположены три или четы-
ре сварные балки несимметричного сечения высотой 1,2
или 1,8 м, а для пролета 18 м в обычном исполнении —
прокатные двутавры высотой 100 см с параллельными гра-
нями полок. Сталежелезобетонные пролетные строения
малых пролетов перспективны в труднодоступных райо-
нах нашей страны.
Для однопролетных мостов и путепроводов Г. Д. По-
повым разработана консольно-рамная предварительно
напряженная сталежелезобетонная конструкция. Схема
консольно-рамного моста через канал им. Москвы при-
ведена на рис. 25.9. Конструкция состоит из двухконсоль-
ного сталежелезобетонного ригеля с противовесами на
консолях и двух пространственных опорных ног, образо-
ванных стойками и подкосами (одна стойка и один под-
кос у обоих концов каждой балки). Консоли, противове-
сы и опорные ноги закрыты декоративными стенками
устоев.
Мост через канал им. Москвы монтировали внавес
с двух берегов при расположении консолей с противове-
сами на подмостях. После замыкания стальных балок
ригеля уложили железобетонную плиту, что вызвало
большие положительные моменты в середине пролета.
Затем подмости убраны (моменты уменьшились почти
до нуля) и присоединили опустившиеся концы консолей
к гибким подкосам; это превратило систему из балочной
в рамную. Восприятие большей части постоянных нагру-
зок в балочной системе выгодно для опор, а остальных
нагрузок в рамной системе — для ригеля.
Для балочно-неразрезных сталежелезобетонных про-
летных строений относительно больших пролетов (пре-
имущественно городских по индивидуальным проектам)
— 560 —
1
Рис. 25.9. Консольно-рамный
мост и схема его предваритель-
ного напряжения и регулиро-
вания
1 — противовес; 2 — подкос
Рис. 25.10. Мост через р. Томь
в Томске
а — фасад; б — поперечные разре-
зы; в — расположение пучков под
плитой; 1 — железобетонная плита;
2 — пучки высокопрочной армату-
ры; 3 — сварной шов; 4 — объеди-
нительный уголок; 5 — высоко-
прочный болт
36-799
561
характерно предварительное напряжение натяжением
высокопрочной арматуры, что дает серьезную экономию
стали и облегчает тяжелые сечения, упрощая их конст-
рукцию. Натяжение высокопрочной арматуры может
выполняться до объединения стали и железобетона (с об-
жатием либо стали, либо железобетона) или после объ-
единения стали и железобетона в единую конструкцию.
Натяжение может выполняться в несколько этапов.
Два больших неразрезных сталежелезобетонных мо-
ста с обжатием только стали натяжением высокопрочной
арматуры над стальными верхними поясами в зонах от-
рицательных моментов были построены в СССР. Однако
такое предварительное напряжение не улучшает трещи-
ностойкости плиты, и для ее обжатия прибегали к дру-
гим (дополнительным) приемам. В результате получа-
лось очень много этапов монтажа, предварительного
напряжения и регулирования, что значительно увеличи-
вало продолжительность возведения и стоимость.
Некоторое применение в СССР и за рубежом имеет
обжатие омоноличиваемой высокопрочной арматурой
железобетонной плиты до объединения ее со стальной
частью конструкции. Этот прием использован, в частно-
сти, при строительстве Калининского моста через р. Мос-
кву и мостов через р. Томь в Томске и Кемерове [19].
Неразрезное сталежелезобетонное пролетное строе-
ние моста в Томске (рис. 25.10) имеет пролеты 65,3+
4-6X87-1-65,3 м. В растягиваемых зонах плиты по бокам
ребер над главными балками размещены пучки высоко-
прочной арматуры. Стальная часть конструкции после
сборки на насыпи была надвинута с помощью аванбека.
После укладки сборных плит в растягиваемых зонах
омоноличивали только продольные и поперечные швы,
но оставляли плиты не объединенными со стальной кон-
струкцией. Затем укладывали на стальные верхние пояса
и приваривали к предусмотренным в ребрах закладным
деталям объединительные уголки, после чего натяжени-
ем высокопрочной арматуры обжимали железобетонную
плиту в растягиваемых зонах. Потом натяжением высо-
копрочных болтов в горизонтальных полках объедини-
тельных уголков железобетонная плита была объедине-
на с верхними поясами стальных балок, а пучки были
омоноличены бетоном.
Наибольшее распространение в настоящее время по-
лучило предварительное напряжение натяжением омоно-
— 562 —
личиваемой высокопрочной арматуры после объединения
железобетона и стали. Высокопрочную арматуру заанке-
ривают обычно в железобетоне, и часть усилия обжатия
передается на стальную конструкцию через объедини-
тельные устройства (упоры). Этот способ предваритель-
ного напряжения эффективнее по экономии стали, чем
натяжение высокопрочной арматуры на железобетон,
причем трещиностойкость плиты обеспечивается опять-
таки самим натяжением арматуры, т. е. значительно про-
ще и быстрее, чем в случае натяжения высокопрочной
арматуры на стальную конструкцию. Недостатком явля-
ется необходимость размещения большего количества
высокопрочной арматуры и увеличение суммарной мощ-
ности домкратных установок. В СССР этот способ пред-
варительного напряжения применен при строительстве
нового Литейного моста через р. Неву, мостов через ка-
нал им. Москвы у Химок и через р. Обь в Новосибир-
ске [19].
Неразрезное сталежелезобетонное пролетное строе-
ние моста у Химок (рис. 25.11) имеет пролеты 81 + 135+
+81 м и ширину проезжей части 25+2x2,25 м. Стальная
конструкция состоит из двух корытообразных двухстен-
чатых балок со стенками высотой 3,488 м и с нижней
стальной ребристой плитой на большей части длины.
Конструкция цельносварная из стали 10ХСНД. Сбор-
ная железобетонная плита отличается наличием над
стенками стальных балок высоких и широких железобе-
тонных ребер, в которых в растягиваемых зонах преду-
смотрены каналы для высокопрочной арматуры, состоя-
щей из пучков высокопрочных проволок диаметром 5 мм
с высаженными головками по концам.
Сборку и сварку стальных конструкций осуществля-
ли на подходах. Сначала на каждом подходе была со-
брана головная часть стальной конструкции (длиной
86,5м от середины моста). Она была на надопорных уча-
стках объединена с железобетонной плитой и предвари-
тельно напряжена на первом этапе натяжения высоко-
прочной' арматуры.
Хвостовую часть стальной конструкции длиной 62 м
собирали на каждом подходе во вторую очередь и при-
соединяли к головной части. После этого каждую поло-
вину пролетного строения надвигали в отверстие моста
с использованием временной опоры в береговом пролете.
На ее хвостовую часть, когда она находилась еще на
36*
— 563 —
Рис. 25.11. Мост через канал им. Москвы
а — продольный разрез; б — поперечный разрез над промежуточной опорой
(растянутая зона плиты); в — поперечный разрез в середине центрального
пролета (сжатая зона плиты); 1 — корытообразная стальная балка; 2 — сбор-
ные плиты проезжей части; 3 — каналы; 4 — бетон омоноличивания каналой;
5—пучки высокопрочной арматуры; 6 — монолитные «столики»
насыпи, были уложены блоки сборной плиты. На хвосто-
вой части стальной конструкции по окончании перекатки
омонолитили объединительные и стыковые швы железо-
бетонной плиты и каналы для высокопрочной арматуры
и затем осуществили второй этап натяжения высоко-
прочной арматуры. Затем временные опоры были демон-
тированы, а концы половин пролетного строения над
устоями опущены фермоподъемниками на 3,92 м, после
- 564 —
чего пролетное строение было замкнуто стыком на высо-
копрочных болтах. Заключительный этап — укладка и
омоноличивание последнего участка железобетонной
плиты в середине центрального пролета и обжатие его
при перемещении пролетного строения в проектное поло-
жение.
Неразрезное сталежелезобетонное пролетное строе-
ние моста в Новосибирске имеет схему 844-Ю54-2Х
X1264-1054-84 м. Стальная конструкция включат ком-
бинированные стенки; стенки состыкованы на высоко-
прочных болтах, а пояса и нижняя ребристая плита —
автоматической сваркой. Объединение блоков сборной
железобетонной плиты со стальными балками осущест-
влено монтажной сваркой вертикальных выпусков за-
кладных деталей ребер блоков с верхними поясами ба-
лок над стенками.
25.5. КОНСТРУКЦИИ
ЖЕЛЕЗНОДОРОЖНЫХ ПРОЛЕТНЫХ СТРОЕНИЙ
Применение в железнодорожных пролетных строени-
ях с ездой поверху железобетонной проезжей части,
включенной в совместную работу со стальными балками,
имеет много преимуществ по сравнению с применением
деревянных поперечин. Увеличивается вертикальная и го-
ризонтальная жесткость, что позволяет понизить высоту
пролетного строения, соответственно уменьшив высоту
насыпи, и сократить расстояние между главными балка-
ми, уменьшив ширину опор. Повышается долговечность
стальных верхних поясов, так как улучшается защита
их от коррозии и устраняются вызывающие усталостные
трещины многократно повторные перенапряжения от из-
гиба полок при неравномерном опирании на них попере-
чин. Для пролетов более 45 м отпадает необходимость
в устройстве поддерживающей поперечины балочной
клетки, что уменьшает расход стали на 20—25 %, упро-
щает конструкцию и повышает ее надежность. Выявля-
ются отмеченные в п. 23.3 преимущества, связанные
с применением езды на балласте или безбалластного
мостового полотна.
Железнодорожные сталежелезобетонные пролетные
строения обычно имеют балочно-разрезную систему.
Предварительное напряжение, направленное на разгруз-
ку стальной части конструкции в результате дополни-
тельного обжатия железобетонной плиты, обычно не
— 565 —
применяют, так как большая временная вертикальная
нагрузка позволяет полностью использовать сопротив-
ление бетона сжатию.
Действующие типовые проекты железнодорожных
сталежелезобетонных пролетных строений Гипротранс-
моста (рис. 25.12) охватывают пролеты 18,2; 23; 27; 33,6;
45 и 55 м; предусмотрены конструкции обычного и север-
ного исполнения. Стальная часть каждого пролетного
строения состоит из двух сварных главных балок двутав-
рового несимметричного сечения. Верхний пояс принят
по всей длине постоянного сечения, а нижний — перемен-
ного. Пролетные строения пролетом 18,2—33,6 м — свар*
ные цельноперевозимые, не имеют монтажных стыков.
Пролетные строения пролетом 45 и 55 м имеют монтаж-
ные соединения на высокопрочных болтах, перевозятся
плоскими блоками. Наибольшая длина блока 23 м.
Железобетонное балластное корыто — сборное, отли-
чается сравнительно высокими ребрами над главным!
балками, что необходимо как для увеличения рабочей
высоты конструкции и уменьшения сечения пакета сталь-
ного нижнего пояса, так и для применения принятого
способа объединения железобетонной и стальной час-
тей конструкции (см. ниже).
Пролетные строения 18,2; 23 и 27 м устанавливают
в пролет консольными кранами ГЭК-80 или ГЭПК-130
целиком, с уложенным и включенным в работу балласт-
ным корытом. Пролетные строения 45 и 55 м монтирую^
обычно краном ГЭК-80 пространственными блоками
с устройствами временных опор под монтажными сты-
ками.
Оригинальны отечественные конструкции соединений
в сборной железобетонной проезжей части; они монтиру-
ются без «мокрых» работ, что исключает удлинение сро-
ков монтажа и простои консольных кранов, связанны^
с выстаиванием бетона омоноличивания для набора
прочности, а также необходимость прогрева швов при
монтаже в зимних условиях.
Объединение со стальной конструкцией осуществляет-
ся на высокопрочных болтах посредством закладных де-
талей, состоящих из гибкого горизонтального листа с от-
верстиями для болтов, боковых листов, охватывающих
нижнюю часть железобетонного ребра, и петлевых анке-
ров из полосовой стали (рис. 25.13). Железобетонные
блоки изготовляют на заводе в опалубочных формах по-
— 566 —
Рис. 25.12. Типовое железнодорожное сталежелезобетонное пролет-
ное строение 55 м
а — поперечный разрез; б — продольный разрез при омоноличиваемых сты-
ках плиты; в — продольный разрез при клеевых стыках плиты
Рис. 25.13. Объединение сборного железобетона и стали в типовых
пролетных строениях Гипротрансмоста
| — горизонтальный лист закладной детали; 2 — боковой лист закладного из-
делия; 3 — петлевой анкер
Рис. 25.14. Поперечное сечение типового балластного пролетного
строения, применяемого в Чехословакии
вышенной точности, являющихся кондуктором для
размещения закладных деталей и обеспечивающих про-
ектное расположение в пространстве и строгую плоскост-
ность торцевых стыковых поверхностей блоков. Отвер-
стия в закладных деталях и в верхних поясах рассверли-
вают по кондукторам; диаметр отверстий, на 6 мм
превышающий диаметр болтов, обеспечивает вполне до-
статочное для постановки болтов совмещение отвер-
стий в плане. Блоки стыкуют с нанесением эпоксидного
клея (подогретого при работах в зимнее время) на их
торцевые поверхности и обжатием шва горизонтально
работающими домкратами.
Для пролета 66 м применяется коробчатая конструк-
ция, отличающаяся от 55-метровой устройством нижней
стальной ортотропной плиты.
- 568 —
За рубежом возрастает применение железнодорожных
сталежелезобетонных пролетных строений с безбалласт-
ным и балластным мостовым полотном. В Чехо-Слова-
кии и Германии построен ряд пролетных строений с объ-
единением железобетона и стали высокопрочными
болтами, обжимающими железобетон (рис. 25.14).
ГЛАВА 26. СПЛОШНОСТЕНЧАТЫЕ
ЦЕЛЬНОСТАЛЬНЫЕ ПРОЛЕТНЫЕ СТРОЕНИЯ
26.1. ПРИНЦИПЫ РАБОТЫ, ОБЩАЯ КОМПОНОВКА
И УСЛОВИЯ ПРИМЕНЕНИЯ ПРОЛЕТНЫХ СТРОЕНИЙ
С ОРТОТРОПНЫМИ ПЛИТАМИ
Наибольший интерес представляют сплошностенча-
тые автодорожные и городские пролетные строения с ез-
дой поверху и стальной ортотропной проезжей частью.
В таких пролетных строениях, как и в аналогичных ста-
лежелезобетонных пролетных строениях, особенно ярко
реализуется принцип совмещения функций частей про-
летного строения (см. п. 23.3). Основные принципы уст-
ройства таких пролетных строений состоят в применении
сплошного стального горизонтального листа на всю ши-
рину проезжей части и в использовании его в качестве
пояса главных балок и элемента, заменяющего продоль-
ные связи в уровне проезжей части.
Пролетные строения со стальной ортотропной проез-
жей частью часто выполняют коробчатого поперечного
сечения с двумя (верхней и нижней) ортотропными пли-
тами. Нижняя ортотропная плита совмещает функции
нижнего пояса главных балок и нижних продольных
связей.
Ребра верхней ортотропной плиты необходимы для
восприятия подвижных временных нагрузок, перемещаю-
щихся по проезжей части, а ребра нижней ортотропной
плиты — для обеспечения устойчивости нижнего горизон-
тального листа при возникновении в нем сжимающих
усилий.
Для пролетных строений со стальной ортотропной
плитой преобладают очертания главных балок с парал-
лельными поясами, как и для сталежелезобетонных про-
летных строений (см. п. 25.1). Балки переменной высоты
— 569
a) S) g)
Рис. 26.1. Характерные поперечные сечения пролетных строений со
стальной проезжей частью
применяют редко, но несколько чаще, чем для сталеже-
лезобетонных пролетных строений, поскольку при ис-
пользовании стальной ортотропной плиты доминируют
неразрезные пролетные строения, а монтаж чаще ведут
навесной сборкой.
Для полной высоты главных балок при применении
стальной ортотропной плиты справедливы данные рис.
£5.1, однако вертикальная жесткость может оказывать
определяющее влияние на высоту. С другой стороны,
относительно более частое использование коробчатых
поперечных сечений, чем в сталежелезобетонных пролет-
ных строениях, ведет к некоторому уменьшению высот
главных балок, характерных для стальных ортотропных
пролетных строений.
Наиболее характерны поперечные сечения с двумя
одностенчатыми главными балками (рис. 26.1, а), с од-
ной коробчатой главной балкой (рис. 26.1,6,6) и с дву-
мя коробчатыми главными балками (рис. 26.1, в). Мно-
гостенчатое коробчатое поперечное сечение (рис. 26.1, а)
применяют реже. Нижние продольные связи используют
только в случае сечений с одностенчатыми главными
балками. Применяют поперечные связи трех видов: ре-
шетчатые, в виде сплошностенчатых диафрагм с выреза-
ми, рамные. Длина панели поперечных связей состав-
ляет 6—16 м.
Стальная ортотропная плита может перекрывать зна-
чительно большие расстояния (до 20 м) между поддер-
живающими ее балками, параллельными оси моста,
и иметь значительно большие консоли (6—8 м), чем
Обычная железобетонная плита.
Основное преимущество сплошностенчатых пролет-
ных строений со стальной ортотропной проезжей частью
перед сталежелезобетонными состоит в эффективной
— 570 —
совместной работе проезжей части с главными балками
в зонах положительных и отрицательных изгибающих
моментов. Меньшая постоянная нагрузка определяет
уменьшение расхода стали в главных балках по сравне-
нию со сталежелезобетонными пролетными строениями,
однако больший расход стали на проезжую часть приво-
дит к росту расхода стали на пролетное строение в це-
лом вплоть до пролетов около 140 м. По сметной стоимо-
сти граница рационального применения сталежелезобе-
тонных и стальных ортотропных конструкций находится
в области несколько меньших пролетов.
Практически сплошностенчатые пролетные строения
со стальной ортотропной проезжей частью применяют
преимущественно в автодорожных и городских металли-
ческих мостах балочно-неразрезной и иногда рамной
системы при больших пролетах (более 105м), а также
в разводных пролетах. Отсутствие мокрых работ, связан-
ных с устройством железобетонной плиты, и меньшая
масса транспортируемых конструкций и материалов оп-
ределяют эффективность стальных ортотропных пролет-
ных строений в северных и труднодоступных районах,
где пределы эффективности стальных ортотропных кон-
струкций оказываются в области значительно меньших
пролетов.
26.2. КОНСТРУКЦИИ СТАЛЬНЫХ ОРТОТРОПНЫХ плит
Термин «ортотропная плита», ставший сейчас между-
народным, является сокращенным обозначением поня-
тия «ортогонально-анизотропная плита», т. е. плита,
имеющая разные деформативные свойства в двух взаим-
но перпендикулярных направлениях: вдоль продольных
ребер и вдоль поперечных балок.
Верхняя ортотропная плита, расположенная в уровне
проезда, состоит из листа настила, приваренных к нему
продольных ребер и поперечных балок, опирающихся на
основные конструкции (обычно стенки) главных балок.
В постоянных мостах толщина листа настила принима-
ется не менее 12 мм, расстояния между продольными
ребрами 300—400 мм, длина панели между поперечны-
ми балками 1,8—5 м (обычно 3—4 м).
Ортотропные плиты бывают одноярусными и двухъ-
ярусными. В одноярусной плите лист настила совмещен
с верхними поясами продольных ребер и поперечных ба-
— 571 —
Рис. 26.2. Конструкции ортотропной плиты проезжей части
Рис. 26.3. Сечения продольных ребер ортотропной плиты
лок; таким образом, продольные ребра пересекают стен-
ки поперечных балок (рис.26.2,а). В двухъярусной плите
лист настила совмещен с верхними поясами только про-
дольных ребер, а поперечные балки имеют собственные
верхние пояса, на которые ярусно опираются продоль-
ные ребра (рис. 26.2,6). Благодаря совместной работе
листа настила с поперечными балками одноярусная пли-
та требует несколько меньше металла, чем двухъярус-
ная, но конструктивная форма двухъярусной плиты
проще. С двухъярусных конструкций началось развитие
ортотропных плит, причем на первых его этапах счита-
лось, что трудоемкость изготовления и монтажа двухъ-
ярусных плит намного меньше. Опыт не подтвердил это-
го, и в настоящее время доминируют одноярусные кон-
струкции ортотропных плит.
Для одноярусных конструкций наиболее характерны
следующие сечения продольных ребер: плоские (полосо-
вые, рис. 26.3, а), наиболее простые конструктивно и
удобные для стыкования (обычно на высокопрочных
болтах), но невыгодные для работы на изгиб; замкнутые,
— 572 —
холодногнутые (трапециевидные, а также U-образные
или треугольные, рис. 26.3,6) из тонкой стали (толщи-
ной 6 мм), герметизированные заглушками по концам
и не окрашиваемые внутри, эффективные для работы »а
изгиб и хорошо сопротивляющиеся кручению (это уве-
личивает число ребер, вовлекаемых в работу под местной
нагрузкой), привариваемые односторонними швами и
соответственно требующие вдвое меньше швов, чем
плоские ребра, но менее удобные для стыкования и пере-
сечения с поперечными балками. Стыкование осущест-
вляется обычно полуавтоматической сваркой на остаю-
щихся внутренних подкладках; для получения хорошего
качества соединений и пересечений необходима относи-
тельно высокая точность изготовления плит. Длитель-
ный опыт эксплуатации и специальные исследования
показали, что опасения недостаточной долговечности
коррозиестойкости и выносливости) замкнутых ребер не
подтвердились.
В одноярусных ортотропных плитах применяли так-
же продольные ребра из судостроительных полособуль-
бовых профилей (рис. 26.3, в). Такие ребра были особен-
но сложны для соединения.
В двухъярусных ортотропных плитах применяли сле-
дующие сечения продольных ребер: двутавровые (из про-
катных профилей, применялись в первых отечественных
пролетных строениях с ортотропными плитами, рис.
26.3, г), относительно металлоемкие из-за наличия лиш-
него пояса у настила; тавровые, из прокатных тавров,
из половин прокатных двутавров и сварные (рис.
26.3, д), достаточно эффективные; из неравнополочных
уголков (рис. 26.3, е), несимметричность которых за-
трудняла достижение проектного положения ребер пос-
ле их приварки к листу настила.
Некоторые из перечисленных сечений продольных
ребер использовались и в одноярусных конструкциях
ортотропных плит.
Поперечные балки применяют при одноярусной кон-
струкции сварного таврового сечения (недостающий по-
яс заменяет лист настила). В случае двухъярусной
плиты поперечные балки могут быть сварными двутав-
ровыми либо решетчатой комбинированной конструкции,
выполняющей одновременно функции поперечных свя-
зей.
При одноярусной плите в стенках поперечных балок
— 573 —
делают вырезы, через которые пропускают продольные
ребра. Конструкция выреза должна обеспечивать сниже-
ние концентрации напряжений (рис. 26.2,6). Полосовые
продольные ребра обычно приваривают к стенке по-
перечной балки только с одной стороны, что существенно
упрощает изготовление плит. По предложению УкрПСК
можно еще больше упростить конструкцию и вообще не
приваривать полосовые (или полособульбовые) продоль-
ные ребра к стенкам поперечных балок (рис. 26.2,а);
тогда нагрузка передается с продольного ребра на по-
перечную балку только работой листа настила на изгиб.
Надежность такого узла проверена в лабораторных и
натурных условиях. Стыки продольных ребер размеща-
ют в третях или четвертях панели (в зоне действия не-
больших изгибающих моментов в неразрезных продоль-
ных ребрах).
Особенность ортотропных плит состоит в наличии
большого числа сварных швов, что определяет значи-
тельность сварочных деформаций и повышенную трудо-
емкость изготовления ортотропных плит. Изготовление
чаще всего ведут в специальной оснастке, лист настила
предварительно выгибают для погашения сварочных де-
формаций, сварку производят двухдуговыми автома-
тами.
Отправочные марки ортотропной плиты имеют исхо-
дя из условий транспортирования ширину 2,4—3 и дли-
ну 9—20 м. Наиболее характерно продольное членение
плиты на блоки, при котором длина блоков ориентиро-
вана вдоль оси моста, что уменьшает число монтажных
стыков продольных ребер и соответственно общий объем
монтажных соединений. Поперечное членение, отличаю-
щееся отсутствием промежуточных монтажных стыков
поперечных балок, оказывается иногда рациональным
при навесной сборке и в некоторых других случаях.
Листы настила соединяют стыковыми монтажными
сварными швами, выполненными обычно автоматичес-
кой сваркой на медных съемных подкладках (рис. 26.2, д).
Возможно также выполнение их на удаляемых или оста-
ющихся стальных подкладках. При невозможности обес-
печить на заводе достаточную точность кромок листов
последние изготовляют с припуском и обрезают по месту
автогеном на монтаже. К поясам главных балок листы
настила присоединяют обычно внахлестку с наложени-
ем палубного и потолочного фланговых швов. Применя-
— 574 —
ют и широкие, заплавленные металлом (с «крупкой»)
стыковые швы.
Возможны монтажные соединения листов настила на
высокопрочных болтах, что в общем желательно для
конструкций северного исполнения и реализуется соот-
ветствующими разработками Ленгипротрансмоста. Од-
нако устройство таких соединений существенно увеличи-
вает металлоемкость и трудоемкость плиты. Кроме того,
выступающие головки высокопрочных болтов затрудня-
ют устройство высококачественного защитно-ездового
покрытия поверх листа настила.
Монтажные стыки поперечных балок и прикрепления
балок и консолей к ребрам главных балок осуществля-
ют почти всегда на высокопрочных болтах. Продольные
ребра соединяют либо на высокопрочных болтах, либо
монтажной сваркой (ручной или полуавтоматической).
Ценой небольшого увеличения расхода стали и концент-
раций напряжений (безопасного, однако, для конструк-
ций обычного исполнения) можно по предложению
УкрПСК (проверенному на ряде объектов) значительно
уменьшить трудоемкость монтажа ортотропной плиты и
число высокопрочных болтов, отказавшись от соедине-
ния продольных ребер в швах между блоками плиты
(рис. 26.2, е). Ребра обрываются у шва с устройством ско-
сов, уменьшающих концентрации напряжений. Для ком-
пенсации ослабления сечения плиты лист настила у шва
утолщается путем устройства соответствующих вставок
по обе стороны шва.
Металлоемкость верхней ортотропной плиты колеб-
лется в пределах 160—200 кг/м2, что составляет около
половины расхода стали на все пролетное строение.
Конструктивные особенности нижних ортотропных
плит (практически всегда одноярусных) заключаются
в больших расстояниях между продольными и попереч-
ными ребрами, являющихся здесь уже не балками, а толь-
ко ребрами жесткости. Поперечные ребра представляют
собой элементы поперечных связей (входят в состав по-
перечных рам). Горизонтальный лист соединяют с поя-
сом главной балки внахлестку с наложением фланговых
сварных швов, стыковыми сварными швами, на высоко-
прочных болтах.
— 575 —
26.3. РАСЧЕТЫ ОРТОТРОПНЫХ ПЛИТ
И ПРОЛЕТНЫХ СТРОЕНИЙ С ОРТОТРОПНЫМИ ПЛИТАМИ
В связи с большой сложностью действительной прост-
ранственной работы ортотропной плиты проезжей части
важны способы приближенного расчета основных ее эле-
ментов. Эти расчеты используют, в частности, для под-
бора их сечений.
Толщина листа настила определяется чаще всего усло-
вием жесткости, необходимой для обеспечения трещи-
ностойкости асфальта и других элементов мостового по-
лотна при работе листа настила на изгиб под местной
нагрузкой (давлением колеса автомобиля) между про-
дольными ребрами. В постоянных мостах толщину листа
(если она не должна быть увеличена из условия работы
плиты в качестве пояса главных балок) принимают не
Менее 12 мм.
Как показывает анализ опыта проектирования и экс-
плуатации стальных мостов с ортотропной проезжей ча-
стью, наиболее используемым и рациональным с точки
зрения работы листа настила на местный изгиб является
отношение его пролета к толщине alt=2§—30. При за-
данной толщине листа оно, как правило, и определяет
соответствующий шаг расстановки продольных ребер.
В расчетах продольных ребер и поперечных балок ор-
тотропной плиты на местную вертикальную нагрузку
необходимо учитывать их пространственное взаимодей-
ствие как между собой, так и с листом настила. В каче-
стве наиболее простого и достаточно достоверного при-
ближенного способа расчета продольных ребер и по-
перечных балок на местную вертикальную нагрузку
рекомендуется способ, разработанный О. X. Аббасовым
и В. С. Данковым (ЦНИИпроектстальконструкция им.
Мельникова) на основе анализа, выполненного на ЭВМ
методом «конечных полос».
В этом способе рассчитываемое продольное ребро рас-
сматривается как неразрезная балка на упругоподатли-
вых опорах, а поперечная балка — либо как разрезная,
двухконсольная или одноконсольная балка с пролетом,
равным расстоянию между главными балками Ь, либо
как элемент поперечной рамы пролетного строения, стой-
ками которой являются главные балки. Податливость
опоры неразрезной балки равна податливости попереч-
ной балки в месте опирания на нее продольного ребра.
— 576 —
Расчетное поперечное сечение продольного ребра
включает в себя собственно ребро (имеются в виду
прежде всего плоские вертикальные ребра) и присоеди-
ненный верхний поясок в виде листа настила шириной
где а — расстояние между продольными реб-
рами, а ф/? — коэффициент по графику рис. 26.4, а. Ве-
личина ф/? зависит главным образом от отношения
а/ (0,7 d), где d— длина панели между поперечными
балками. В связи с особенностями пространственной ра-
боты aef иногда может быть больше а.
Расчет продольных ребер ведется как для неразрез-
ных многопролетных балок на упругоподатливых опорах,
загруженных невыгодным образом колесной нагрузкой
All или специальной нагрузкой НК-80. При этом рас-
сматривается одно продольное ребро, воспринимающее
долю колесной нагрузки р/? (Р/2), где Р — нагрузка на
ось (с учетом обычных расчетных коэффициентов), а
т]/? — коэффициент распределения, который в общем слу-
чае зависит от габаритных (а и d) и жесткостных (Jpe и
//?) параметров плиты, а также размеров следа колеса
на поверхности настила. Для наиболее часто употребля-
емых жесткостей листа и ребра коэффициент ц?? может
быть определен по графику на рис. 26.4, б в зависимости
от шага ребер и поперечных балок. В расчетном ребре
определяют пролетный и опорный изгибающий моменты.
Расчетное поперечное сечение поперечной балки од-
ноярусной плиты включает тавр собственно поперечной
балки и присоединенный верхний поясок в виде листа
настила шириной 0,35 Ь, но не более d (b — расстояние
между главными балками).
Поперечная балка рассчитывается на невыгодным
образом установленную временную колесную нагрузку
и постоянную нагрузку. Временная нагрузка на попереч-
ную балку складывается из давлений колес, установлен-
ных непосредственно над поперечной балкой, и опорных
реакций продольных ребер, передающих на рассматри-
ваемую поперечную балку часть давлений колес, нахо-
дящихся в примыкающих к ней панелях. За счет жестко-
сти и пространственной работы ортотропной плиты дав-
ления колес, установленных непосредственно над
рассматриваемой поперечной балкой, также частично пе-
редаются на соседние поперечные балки и соответствен-
но учитываются коэффициентами t]f, которые с доста-
точной точностью могут быть приняты по табл. 26.1.
37—799
— 577 —
a)
ft B/j Гл Дд 5p
ВР1 гр Др Бр
.г
Z. t
[г ® г
/ D
Д ... ... . - .. в----------------------------------------------------------------------------А
1 а
Рис. 26.4. К расчетам
стальных ортотропных
плит
а — график определения ко-
эффициента ф/j, требуемо-
го для вычисления расчет-
ной ширины верхнего пояса
продольного ребра; б— гра-
фик определения коэффи-
циента т^, требуемого для
расчета нагрузки, передаю-
щейся на одно продольное
ребро; в —- йеста проверки
прочности в ортотропной
плите
Таблица 26.1. Коэффициенты
d, м Значения при Ь, м, равном
3 7,5 10,5 15
1,5 0,6 0,45 0,4 0,3
3 0,9 0,7 0,65 0,55
4,5 1 0,8 0,72 0,65
Известны и иногда находят применение также другие
приближенные способы расчета ортотропной плиты на
местные вертикальные нагрузки. Программами для рас-
— 578 —
четов на ЭВМ, таблицами и графиками в литературе
обеспечено два таких способа.
Способ «ортотропной плиты» основан на «размазыва-
нии» жесткостей продольных ребер и поперечных балок
на длины соответственно а и d и определении изгибаю-
щих моментов на единицы длины и ширины в контину-
альной ортогонально-анизотропной пластинке. Этот спо-
соб дает приемлемые результаты для определения про-
дольных деформаций и напряжений в листе настила и
продольных ребрах и неудовлетворительные результаты
для поперечных балок и поперечных напряжений в лис-
те настила.
Способ «ростверка» основан на рассмотрении систе-
мы перекрестных балок — продольных ребер и попереч-
ных балок — при отсутствии непрерывного листа насти-
ла. Участки листа настила только включаются в состав
сечений продольных ребер и поперечных балок. Прене-
брежение действительной передачей сдвигающих усилий
через лист настила, приводящей к значительному про-
странственному перераспределению усилий, обусловли-
вает получение малоудовлетворительных результатов
как для поперечных балок, так и для продольных ребер
при расчете ортотропной плиты способом «ростверка».
Напряжения и деформации от местной вертикальной
нагрузки в листе настила и продольных ребрах ортотроп-
ной плиты проезжей части суммируются с напряжениями
и деформациями от изгиба пролетного строения на дли-
не перекрываемых пролетов под общими постоянными
и временными вертикальными нагрузками. Для расчета
на изгиб на длине перекрываемых пролетов используется
либо «плоская» расчетная модель главной балки с уча-
стком ортотропной плиты, либо пространственная плит-
но-балочная модель пролетного строения в целом (по-
следнее — только при расчете на ЭВМ). Для работы
главных балок принимается гипотеза плоских сечений,
а в работе ортотропной плиты учитываются деформации
сдвига, дающие отступления от гипотезы плоских сече-
ний.
Усилия сдвига передаются на ортотропную плиту
с плоскости листа настила, соответственно продольные
ребра в каждой панели дополнительно изгибаются. Од-
нако вследствие неразрезности продольных ребер и их
защемленности поперечными балками этим изгибом пре-
небрегают.
87*
— 579 —
Требуемые полные продольные напряжения в листе
настила и фибрах продольных ребер ортотропной плиты
определяются в расчетных сечениях по следующим фор-
мулам:
при использовании «плоской» расчетной модели
балки
°о = ("V + *пу Л1р) (г0/J) + oR ; (26.1)
при использовании пространственной плитно-балоч-
ной расчетной модели
ао=°Л1 + 0л, (26.2)
где Mq и Мр — полные изгибающие моменты от постоянной и вре-
менной нагрузок; т — ^исло главных балок; /гпу — коэффициент по-
перечной установки (см. п. 24.3), обычно с учетом сопротивления
кручению; vP — редукционный коэффициент [8], отражающий от-
ступления от гипотезы плоских сечений в плите; J — момент инерции
сечения одной главной балки с учетом плиты (или плит); z0— вер-
тикальное расстояние от центра тяжести этого сечения до рассмат-
риваемой фибры; Од — напряжение от местной нагрузки в этой фиб-
ре; ом — напряжение от совместной работы плиты с главной балкой
при пространственном расчете.
Коэффициент vp можно приблизить к единице, если
вблизи стенок главных балок применять блоки ортотроп-
ной плиты с более толстым листом настила, чем вблизи
середин пролетов поперечных балок.
Для коробчатых пролетных строений с наклонными
стенками (см. рис. 26.1, (?) применение пространственных
расчетных моделей практически неизбежно.
Характерные места проверок прочности (препятству-
ющих чрезмерному развитию пластических деформаций)
в ортотропной плите проезжей части показаны на рис.
26.4, в.
На этом рисунке А — сечения, состоящие из продольного ребра
и относящегося к нему участка листа настила, расположенные в се-
редине панели и в середине между стенками главных балок вблизи
сечений пролетного строения с расчетными изгибающими моментами
общего изгиба. В зонах отрицательных моментов общего изгиба наи-
большие напряжения (растягивающие) и относительные деформации
возникают в нижней фибре продольного ребра (точка Др); в зонах
положительных моментов общего изгиба наибольшими могут ока-
заться напряжения (сжимающие) в листе настила ортотропной пли-
ты (точка Д-|); Б — аналогичные сечения, расположенные вблизи
стенки главных балок. Здесь положительный момент местного изгиба
в продольном ребре меньше, а осевое усилие в нем от работы в со-
ставе пояса главной балки больше в связи с наличием в знаменателе
формулы (26.3) редукционного коэффициента vp<l; В и Г — сече-
ния, аналогичные сечениям соответственно А и Б, но расположенные
над поперечной балкой. В этих сечениях в зонах отрицательных мо-
— 580 —
ментов общего изгиба возникают наибольшие продольные растягива-
ющие напряжения в листе настила (точка Вл или Гл), а в зонах по-
ложительных моментов общего изгиба — наибольшие сжимающие
напряжения и относительные деформации в нижней фибре продоль-
ного ребра (точка ВР или Гр); Д и Е— сечения, состоящие из попе-
речной балки и участка листа настила, относящегося к нему, и рас-
положенные соответственно в середине пролета поперечной балки
и над стенкой главной балки. Наибольшие растягивающие напряже-
ния и относительные деформации в нижнем поясе поперечной балки
(точка Дн) и поперечные сжимающие напряжения в листе настила
(точка Дл) возникают в сечениях Д. В сечениях Е над крайней стен-
кой главной балки при больших консолях могут возникнуть значи-
тельные сжимающие напряжения и относительные деформации
в нижнем поясе поперечной балки (точка Ея) и поперечные растяги-
вающие напряжения в листе настила (точка £л).
Прочность сечения продольного ребра или попереч-
ной балки с относящимся к нему участком листа насти-
ла проверяется как сечения сжато-изогнутого, растяну-
то-изогнутого или изгибаемого (осевые усилия в попереч-
ной балке обычно незначительны) несимметричного
элемента с введением коэффициентов, учитывающих
развитие пластических деформаций.
Сечения элементов нижней ортотропной плиты, если
она есть в конструкции пролетного строения, назначают
из условия работы ее в качестве основной части нижнего
пояса главных балок с учетом требований устойчивости
и предельной гибкости в сжатых зонах.
Для сжатых участков плоских продольных ребер не-
обходима проверка местной устойчивости. Для листа на-
стила необходима проверка интенсивности напряжений
или соответствующих относительных пластических де-
формаций в тех точках, в которых могут возникать
одновременно значительные продольные и поперечные
напряжения противоположного знака.
В связи с небольшой длиной панели d между по-
перечными балками и малым расстоянием а между про-
дольными ребрами общая устойчивость ортотропной
плиты проезжей части, воспринимающей сжимающие
усилия, оказывается обычно обеспеченной. Однако ус-
тойчивость нижних ортотропных плит, расположенных
в зонах отрицательных моментов общего изгиба, для ко-
торых и d и а могут быть больше, чем для плиты проез-
жей части, требует тщательной проверки. Особого вни-
мания требуют монтажные состояния. Проверка общей
устойчивости нижней плиты при достаточно мощных
поперечных горизонтальных ребрах жесткости сводится
к проверке устойчивости ее продольного ребра (с отно-
— 581 —
сящимся к нему участком листа нижней плиты) как вне-
центренно-сжатого стержня со свободной длиной, равной
расстоянию между горизонтальными ребрами жестко-
сти. Сжимающее усилие прикладывается к стержню
в уровне срединной плоскости листа.
Выносливость ортотропных плит обычно обеспечива-
ют соблюдением конструктивных требований. Расчеты
их выносливости должным образом не разработаны из-
за недостаточной изученности весьма сложных действи-
тельных спектров и режимов временных вертикальных
нагрузок автодорожных и городских мостов. Поэтому и
применяемые расчеты выносливости конструкций авто-
дорожных и городских мостов имеют пока сугубо услов-
ный характер.
26.4. КОНСТРУКЦИИ АВТОДОРОЖНЫХ
И ГОРОДСКИХ ПРОЛЕТНЫХ СТРОЕНИЙ
Первые неразрезные сплошностенчатые пролетные
строения с ортотропной плитой появились в ФРГ в конце
40-х годов и получили быстрое распространение в стра-
нах Западной Европы на заключительном этапе восста-
новления мостов, разрушенных в годы второй мировой
войны, поскольку при больших пролетах они давали
очень большую экономию стали по сравнению с довоен-
ными конструкциями. В 50-х годах их начали строить
в Америке и Азии. В СССР применение этой конструк-
тивной формы началось в 60-х годах в разводных мос-
тах, в частности в Ленинграде. После создания на Воро-
нежском мостовом заводе специальной технологической
оснастки увеличились масштабы строительства больше-
пролетных мостов с ортотропными плитами.
Характерным представителем первого этапа развития
пролетных строений со стальной ортотропной плитой
является мост через р. Саву в Белграде [4, 13], соору-
женный в 1959 г. и являющийся сейчас одним из самых
больших в мире по длине пролета (261 м) балочных
сплошностенчатых мостов (рис. 26.5). Трехпролетная
схема моста приближается по характеру работы к за-
щемленной балке; боковые пролеты составляют всего
лишь 7з,5 среднего пролета. На крайних опорах устрое-
ны мощные анкеры. Особенностью конструкции является
в значительной степени переменная высота балок: в се-
редине пролета она составляет всего лишь 4,5 м (’/ss про-
— 582 —
J
17 м
Рис. 26.5. Мост через р. Саву
в Белграде
S а — фасад; б — поперечные разре-
922*10 зы про-цетного строения; / — над
** промежуточной опорой; II —ъ се«
редине пролета
Рис, 26.6. Неразрезное пролетное строение моста через р. Неву
у Марьина
— 583 -
лета), а на промежуточных опорах достигает 9,6 м. По-
перечное сечение моста двухбалочное, открытое снизу,
с небольшими консолями. Верхним поясом является
только ортотропная плита (одноярусная, с плоскими
продольными ребрами, панель 3,107 м). Вдоль нижних
поясов расположены безраскосные продольные связи.
Поперечные связи тоже рамной конструкции. Конструк-
ции стенки и нижних поясов—клепаные, а ребра жест-
кости прикреплены сваркой. В пакете нижнего пояса име-
ется до 10 листов размером 1200x20 мм. Ортотропная
плита полностью сварная, сварка применена также в
продольных и поперечных связях. Стенки главных балок
очень тонкие, толщиной всего лишь 14 мм, т.е. 7б85 высо-
ты над промежуточной опорой. В пролетном строении
применен набор трех марок стали, однако наиболее
прочная сталь имеет предел текучести только 376 МПа.
Расход стали составляет 526 кг/м2.
Примером современного открытого снизу пролетного
строения с ортотропной плитой могут служить конструк-
ции разводного моста через р. Неву у Марьина, запроек-
тированного Ленгипротрансмостом в 1978 г. и построен-
ного в 1980 г. Неподвижное неразрезное пролетное строе-
ние характеризуется постоянной высотой стенки 3,55 м
(толщина 14 мм) и размером больших пролетов 123,6 м
(рис. 26.6). При ширине моста между перилами 24 м
в поперечном сечении имеются четыре сварные балки,
соединенные ортотропной плитой сверху и попарно полу-
раскосными продольными связями из сварных тавровых
элементов — снизу. Почти полное отсутствие связей
между средними главными балками объясняется возве-
дением пролетного строения в две очереди, с открытием
движения после окончания монтажа половины пролетно-
го строения по ширине.
Нижние пояса главных балок имеют вблизи промежу-
точных опор сварные двухлистовые пакеты 900Х32-|-
4-800Х32 мм, усиленные третьим нестыкуемым листом.
Ортотропная плита изготовлена на оснастке Воронеж-
ского мостозавода, листы настила имеют толщину 12 мм,
расстояние между продольными ребрами 340 мм, их се-
чение 180X14 мм, длина панели 3,09 м. Конструкции
прошли укрупнительную сборку на берегу и введены
в линию моста наплаву крупными блоками. Монтажные
стыки стенок и нижних поясов главных балок между
крупными блоками выполнены на высокопрочных бол-
— 584 —
тах. В пролете 61,8 м применена сталь 15ХСНД, в про-
летах 123,6 м — сталь 10ХСНД, связи и домкратные бал-
ки изготовлены из стали 16Д. Расход стали составляет
309 кг/м2. •
ЦНИИпроектстальконструкцией в 1979—1980 гг. за-
проектированы неразрезные пролетные строения 42+
+63+42 м и 63+84+63 м со стальной ортотропной про-
езжей частью при габарите Г— 10+2X1 м, предназна-
ченные для применения в труднодоступных районах (см.
рис. 26.1, а). Высота стенок главных балок равна соот-
ветственно 2,48 и 3,16 м. Расход металла на основные
конструкции пролетного строения 42+63+42 м состав-
ляет 293 кг/м2 при обычном исполнении и 299 кг/м2 при
северном исполнении. Монтаж предусмотрен продольной
надвижкой с аванбеком и устройством временной опоры
в середине пролета 63 м.
Применительно к пролетным строениям замкнутого
коробчатого сечения особый интерес представляют кон-
струкции моста «Европа», сооруженного через ущелье
р. Зилл, вблизи Бреннерского перевала (Австрия) на ав-
тостраде Мюнхен — Рим в 1963 г. [4, 13]. Пролетное
строение длиной 657 м имеет схему шестипролетной не-
разрезной коробчатой балки постоянной высоты с глав-
ным пролетом 198 м (рис. 26.7). Этот пролет является
наибольшим в мире из перекрытых сплошностенчатыми
балками постоянной высоты. Высота коробчатой балки
7,7 м, что составляет 1/25,7 длины главного пролета. Вер-
тикальные стенки коробки очень тонкие (12 и 15 мм на
разных участках), что составляет от 1/642 до 1/514 вы-
соты балки. В пролетном строении применена сталь ма-
рок St37, St44 и специальная сталь «Альфорт», немного
превосходящая по прочности St52. Средний расход ста-
ли по длине всего неразрезного пролетного строения
составляет 350 кг/м2.
Конструкции пролетного строения отгружались заво-
дом-изготовителем плоскими отправочными марками вы-
сотой (шириной) до 4 м. Укрупнительной сборкой вбли-
зи мостового перехода создавались коробчатые элементы
длиной до 9 м и массой до 20 т для навесного монтажа.
Монтаж осуществлялся с обоих берегов и был выполнен
всего за год.
Примером отечественного неразрезного пролетного
строения с балками замкнутого коробчатого сечения мо-
гут служить конструкции моста через р. Ангару в Ир-
— 585 -
Рис. 26.7. Мост «Европа»
а — фасад; б — поперечный разрез пролетного строения
Рис. 26.8. Пролетное строение моста через р. Ангару в Иркутске
кутске; мост запроектирован Гипротрансмостом в 1972—
1976 гг. и сдан в эксплуатацию в 1979 г. (рис. 26.8).
Пролетное строение по схеме 105,7+1464-105,7 м
и шириной 27 м состоит из двух сварных коробчатых ба-
лок высотой 3,6 м и шириной 3,04 м и стальной ортотроп-
ной проезжей части.
— 586 -
Главные балки имеют стенки толщиной 14 мм, конст*
руктивно-минимальные верхние пояса сечением 400Х
Х16 мм, мощные нижние пояса переменного сечения
и нижние ортотропные плиты между нижними поясами.
Нижние пояса почти по всей длине однолистовые, толь-
ко у промежуточных опор — второй нестыкуемый лист.
Наибольшее сечение горизонтала нижнего пояса 800Х
Х40 мм. Через 9 м установлены поперечные связи. Длй-
на блоков ортотропных плит 9 м (ширина до 2,7 м),
а длина большинства монтажных блоков главных балой
18 м.
Пролетное строение — северного исполнения, основ-
ная марка стали 10ХСНД. В пролетном строении при*
менены комбинированные монтажные стыки главных ба-
лок на высокопрочных болтах и на автоматической свар-
ке. Расход стали на основные конструкции составляет
3521 т, т. е. 364 кг/м2.
К крупным достижениям советского мостостроения
относятся созданные Ленгипротрансмостом, ЦНИИСом
и другими организациями цельностальные пролетные
строения «универсальной технологии» для автодорож-
ных и городских мостов с цельноперевозимыми блоками
коробчатых главных балок полной заводской готовно-
сти. Пролетные строения компонуются из коробчатых
блоков главных балок, включающих в себя отвечающую
ширине блока полосу ортотропной плиты проезжей час-
ти, и из плоских блоков этой плиты. Из указанных бло-
ков собираются неразрезные пролетные строения с глав-
ными пролетами 105, 126 и 147 м, с различной шириной
проезда и разным числом главных балок в поперечном
сечении. На рис. 26.9 представлено поперечное сечение
пролетного строения для габарита Г-11,5. Длина короб-
чатого блока — 21 м, плоского блока — 10,5 м. Изго-
товляется ряд марок блоков, отличающихся толщинами
основных несущих листов. Каждый коробчатый блок име-
ет высоту стенок 3,16 м и поперечное сечение, образован-
ное сваркой четырех ортотропных плит.
За счет унификации блоков существенно упрощена
технология заводского изготовления конструкций, осу-
ществляемая на Курганском ЗММК. Горизонтальные
листы ортотропной плиты и нижние пояса коробчатый
балок стыкуются на монтаже автоматической сваркой
остальные монтажные соединения выполнены на высо-
копрочных болтах. Объем монтажных работ снижен
— 587 —
Рис. 26.9. Цельностальное про-
летное строение «универсаль-
ной технологии» с цельнопере-
возными коробчатыми блоками
главных балок (Ленгипро-
трансмост)
Рис. 26.10. Поперечное сечение
эстакады через шлюзы Днеп-
рогэса
в 1,5 раза, а объем монтажной сварки — более чем в
2,5 раза по сравнению с обычными пролетными строени-
ями, имеющими одностенчатые главные балки.
Хорошо сопротивляющиеся кручению замкнутые ко-
робчатые поперечные сечения с ортотропными плитами
весьма выгодны для изготовления криволинейных в пла-
не балок. Такие балки применяют в кривых мостах от-
носительно больших пролетов, возводимых на криволи-
нейных участках скоростных автомобильных дорог, и для
имеющих меньшие пролеты транспортных развязок и эс-
такад, возводимых в условиях городской застройки.
По проекту УкрПСК в стесненных условиях построе-
на эстакада длиной 352 м через шлюзы Днепрогэса в За-
порожье, расположенная на кривой радиусом 200 м [1].
Эстакада в виде неразрезной рамной конструкции с про-
летами 2X56 + 2X64 + 2X56м состоит из кривой в пла-
не коробчатой балки и жестко соединенных с нею про-
межуточных одностоечных металлических опор.
— 588 —
Рис. 26.11. Мост через р. Смотрич в Каменец.-Подольске
В поперечном сечении пролетного строения имеются
трапециевидная коробчатая главная балка и стальная
ортотропная проезжая часть с тротуарами и консолями
длиной около 6 м (рис. 26.10). Необходимый для вира-
жа односторонний поперечный уклон создан благодаря
разной высоте наклонных стенок балки. Криволиней-
ность пролетного строения в плане была получена впи-
сыванием в окружность по хордам прямоугольных мон-
тажных блоков длиной около 12 м, состыкованных под
углом. В стыках монтажных блоков продольные ребра
не соединяли и сечение их компенсировали утолщением
листа настила (см. рис. 26.2, е).
Конструкции экстакады — цельносварные металличе-
ские. Их изготовляли на заводе вблизи места строитель-
ства и подавали на строительную площадку негабарит-
ными блоками.
Ортотропные плиты и коробчатые балки (ригели)
часто используют в рамных пролетных строениях с под-
косной схемой «бегущая лань», широко применяемой
в мостах и виадуках через долины с крутыми склонами,
а также в путепроводах. В СССР построено по проектам
— 589 —
УкрПСК два таких моста; пешеходный мост через спуск
им. Жанны Лябурб в Одессе длиной 137 м и пролетом
85 м и автодорожный мост через р. Смотрич у Каменец-
Подольска с длиной рамного пролетного строения 178,8 м
и пролетом 148,94 м [1].
Рамное пролетное строение моста через р. Смотрич
(рис. 26.11) состоит из двух главных ферм в виде рам,
имеющих ригели и подкосы коробчатого сечения, и орто-
тропной плиты проезжей части. Ригели переменной высо-
ты — от 1,7 м по концам и в середине пролета до 3,3 м
у мест примыкания подкосов. Ширина ригелей (2 м) по-
стоянна по всей длине. Ортотропная плита имеет пере-
менную толщину листа настила (12—20 мм) и холодно-
гнутые замкнутые трапециевидные ребра, расставлен-
ные с шагом 600 мм в осях. Длина панели между
поперечными балками 4 м.
Пролетное строение имеет следующие главные осо-
бенности:
конструкция является бистальной, большая часть эле-
ментов выполнена из стали марки 14Г2, а нижние пояса
ригелей — из высокопрочной стали марки 14Х2ГМР;
конструкция является цельносварной (сварными вы-
полнены не только заводские, но и все монтажные сое-
динения) и в то же время пролетное строение собрано
навесным способом (с обоих берегов, с устройством вре-
менных опор под узлами примыкания подкосов); длина
монтажного блока 22,3 м, масса блока — 28 т, расход
стали 320 кг/м2.
26.5. ЖЕЛЕЗНОДОРОЖНЫЕ ПРОЛЕТНЫЕ СТРОЕНИЯ
Относительно широкое применение имеют сплошно-
стенчатые цельноперевозимые и легко устанавливаемые
консольными кранами пролетные строения пролетами
18,2; 23,27 и 33,6 м с ездой поверху на деревянных по-
перечинах. Такие пролетные строения многие десятки лет
применяли клепаными, а в настоящее время изготовля-
ют сварными из низколегированной стали 15ХСНД (или
10ХСНД при северном исполнении Б) по типовым про-
ектам Ленгипротрансмоста (рис. 26.12) [12].
В поперечном сечении пролетного строения имеются
две сварные балки с одинаковыми верхним и нижним
поясами, расставленные на 2 м и соединенные верхними
и нижними продольными (крестовой схемы) и попереч-
— 590 —
Рис. 26.12. Типовые цельноперевозимые пролетные строения пролета-
ми 18,2—33,6 м (Ленгипротрансмост)
а — пролетное строение пролетом 33,6 м; фасад; б — то же, поперечный раз-
рез в пролете и вид с торца; в — схема планов и поперечников пролетных
строений
Рис. 26.13. Типовое бол-
тосварное открытое с
ездой понизу пролетное
строение пролетом 18,2 м
а — внутренний фасад глав-
ной балки; б — поперечный
разрез
Таблица 26.2. Параметры типовых стальных
железнодорожных пролетных строений
с ездой поверху
Параметр Пролет, м
18,2 23 27 33,6
Высота стенки, м 1,38 1,98 1,98 2,48
Сечение пояса в середине пролета, мм 490x40 420X40 380X25, 490X40 490X25, 590 x 40
Расход стали, т на 1 м длины 1,07 1,16 1,52 1,87
ными связями. Некоторые данные об этих пролетных стро-
ениях сведены в табл. 26.2. Пояса имеют постоянную ши-
рину и переменную по длине пролета толщину. Толщина
стенки 12 мм. В пролетном строении 18,2 м стенка укре-
плена только вертикальными ребрами, а в остальных про-
летных строениях — вертикальными и горизонтальными
ребрами жесткости. Фасонки продольных связей прикре-
плены к стенкам уголковыми коротышами. Все прикре-
— 592 —
пления связей — на высокопрочных болтах заводской
постановки.
В некоторых случаях, чаще всего в путепроводах, же-
лезнодорожные пролетные строения небольших пролетов
должны иметь минимальную строительную высоту. Эти
пролетные строения устраивают с ездой понизу откры-
тыми, т. е. без верхних связей и с жесткими полурамами,
обеспечивающими устойчивость сжатых поясов и вклю-
чающими поперечные балки и стойки или ребра жест-
кости главных ферм. Гипротрансмостом разработаны
типовые сплошностенчатые открытые пролетные строе-
ния из стали 15ХСНД пролетами 18,2 (рис. 26.13); 23;
27 и 33,6 м с мостовым полотном на металлических по-
перечинах из двух швеллеров или железобетонным без-
балластным [12]. Применение деревянных поперечин на
таких пролетных строениях исключается, так как нахо-
дящиеся по бокам мостового полотна сплошные стенки
затрудняют замену отдельных поперечин, требующуюся
по условиям эксплуатации деревянного мостового полот-
на. Некоторые данные о пролетных строениях пролетами
23 и 33,6 м сведены в табл. 26.3.
Таблица 26.3. Параметры открытых пролетных строений
Параметр Пролет, м
23 33,6
Высота стенки, м 1,98 2,48
Строительная высота, м 0,8 0,82
Масса металла основных конструк- 57,16 98,26
ций, т То же, на 1 м длины 2,48 2,93
ГЛАВА 27. СКВОЗНЫЕ
И КОМБИНИРОВАННЫЕ БАЛОЧНЫЕ
ПРОЛЕТНЫЕ СТРОЕНИЯ
27.1. ПРИНЦИПЫ РАБОТЫ, КОМПОНОВКА
И КОНСТРУКЦИИ ЭЛЕМЕНТОВ
Сквозными принято называть все пролетные строе-
ния, имеющие существенные просветы внутри контура
главных ферм. Понятие комбинированной конструкции
38—799
— 593 —
Рис. 27.1. Схемы сквозных и комбинированных пролетных строений
имеет много различных толкований, и общепринятого оп-
ределения не существует. С нашей точки зрения, комби-
нированными следует называть пролетные строения, име-
ющие главные фермы в виде изгибаемых элементов со
сквозным усилением арками, подпругами, кабелями, ре-
шетчатыми фермами, вантовыми системами, шпренгеля-
ми, затяжками и т. д. Изгибаемыми элементами могут
быть балки жесткости, жесткие пояса, расположенные
в уровне проезда и воспринимающие внеузловую вре-
менную нагрузку, жесткие арки и т. д. Почти каждое
комбинированное пролетное строение является одновре-
менно сквозным (по всей длине или только на отдель-
ных участках), но далеко не каждое сквозное пролетное
строение является комбинированным.
Сквозные и преимущественно сквозные комбиниро-
ванные пролетные строения по характеру работы мож-
но разбить на следующие основные группы:
1) простые решетчатые (рис. 27.1, а), сохраняющие
неизменяемость при устройстве шарниров во всех узлах
главных ферм и отличающиеся узловой передачей вре-
менных нагрузок на главные фермы;
2) решетчатые комбинированные (рис. 27.1,6), так-
же сохраняющие неизменяемость при устройстве шарни-
ров во всех узлах главных ферм, но имеющие неразрез-
ной жесткий пояс в уровне проезда, воспринимающий
внеузловую временную нагрузку на главные фермы;
3) простые комбинированные (рис. 27.1, в), имеющие
изгибаемые элементы в виде балок жесткости либо жест-
ких арок, сквозное усиление арками, подпругами, кабе-
лями, шпренгелями, затяжками или надарочным строе-
нием и не имеющие решетки между изгибаемыми эле-
ментами и элементами усиления;
4) вантово-балочные комбинированные (см. п. 29.3),
имеющие балки жесткости и сквозное усиление вантами.
Многие другие группы сквозных пролетных строений
(рамные, распорные вантовые, гибкие висячие и т. д.)
— 594 —
в настоящее время не следует считать основными груп-
пами.
В этой главе рассматриваются только пролетные стро-
ения балочной системы первых трех групп конструкций.
В простых решетчатых пролетных строениях все эле-
менты главных ферм работают преимущественно на осе-
вые усилия (растяжение или сжатие); изгибающие мо-
менты в элементах главных ферм невелики и возникают
только от вторичных факторов (собственный вес элемен-
тов, конструктивные эксцентриситеты, жесткость узлов
и т. д.). На местный изгиб от временной вертикальной
нагрузки работает только проезжая часть. Простые ре-
шетчатые пролетные строения балочной системы имеют
преимущественное применение при езде понизу.
Простые решетчатые пролетные строения с ездой по-
низу применяют разрезными и неразрезными, в СССР
в настоящее время — только с параллельными поясами,
что облегчает заводское изготовление и навесной монтаж,
хотя и вызывает некоторый перерасход стали. Решетка
современных пролетных строений — треугольная с до-
полнительными стойками и подвесками при одинаковом
угле наклона всех раскосов к поясам. При пролетах бо-
лее 140 м применяют дополнительные шпренгели. Совре-
менные конструкции очень удобны для типизации и уни-
фикации.
Характерные отношения высоты главных ферм к про-
лету в железнодорожных мостах составляют 1/5, 1/7
и 1/9, в автодорожных мостах — 1/7, 1/10 и 1/12. Здесь
первые пределы относятся к разрезным пролетным стро-
ениям, а вторые — к неразрезным. Высота главных ферм
определяется условиями экономии стали и унификации,
в железнодорожных мостах — иногда условиями жест-
кости, в закрытых (имеющих верхние продольные связи)
мостах небольших пролетов — высотой габарита проез-
да. Характерные углы наклона раскосов к поясам состав-
ляют 45—60 °.
В решетчатых комбинированных пролетных строени-
ях неразрезные жесткие пояса, расположенные в уровне
проезда, интенсивно работают на осевые усилия и на
изгиб от внеузловых вертикальных нагрузок, от проги-
бов главных ферм и от эксцентричного примыкания рас-
косов. Такой жесткий пояс представляет собой совмеще-
ние в одном элементе обычного пояса фермы и продоль-
ной балки проезжей части.
38'
— 595 -
Решетчатые комбинированные пролетные строения
выгоднее по расходу стали, чем простые решетчатые, при
езде поверху — для любых пролетов (поскольку позво-
ляют полностью или частично исключить из пролетного
строения балочную клетку проезжей части), а при езде
понизу — для широкого диапазона больших пролетов
(в которых оптимальная панель у главных ферм боль-
ше, чем у проезжей части, но устройство шпренгельной
решетки нецелесообразно и предпочтительно устройство
жесткого пояса). Для езды поверху решетчатые комби-
нированные пролетные строения имеют хотя и не широ-
кое, но существенно большее распространение, чем про-
стые решетчатые пролетные строения, а для езды пони-
зу— меньшее распространение. Это объясняется услож-
нением изготовления и унификации при неодинаковом
устройстве верхних и нижних поясов и некоторыми
трудностями выполнения примыканий решетки к жест-
кому поясу.
Решетчатые комбинированные пролетные строения
применяют с параллельными поясами (при примерно та-
ких же основных геометрических параметрах, что и в
простых решетчатых пролетных строениях) и многих дру-
гих очертаний, в частности сегментного очертания для
балочно-разрезных пролетных строений с ездой понизу.
Высота жесткого пояса составляет обычно 1/6—1/12 дли-
ны панели главных ферм.
Зависимость мощности жесткого пояса от длины па-
нели главных ферм свидетельствует, что основной его
функцией обычно является работа на местный изгиб. На
работе противоположного пояса наличие жесткого поя-
са почти не отражается. Работа решетки в решетчатой
комбинированной конструкции заметно облегчается по
сравнению с простой решетчатой конструкцией в связи
с восприятием жестким поясом местной нагрузки и час-
ти поперечной силы, что является одной из причин эко-
номичности решетчатых комбинированных ферм.
В целом работа решетчатых комбинированных ферм
близка к работе простых решетчатых ферм, практически
одинаковы и показатели вертикальной жесткости. Линии
прогибов решетчатых комбинированных ферм имеют та-
кой же характер, как и линии прогибов аналогичных
простых решетчатых ферм, но отличаются более плав-
ным очертанием.
Однако работа простых комбинированных пролетных
— 596 —
Рис. 27.2. S-образный изгиб
простого комбинированного
пролетного строения
строений коренным образом отличается от работы ре-
шетчатых комбинированных и простых решетчатых кон-
струкций. Балка жесткости простой комбинированной
фермы, внешне сходная с жестким поясом решетчатой
комбинированной фермы, имеет другие функции, посколь-
ку жесткость ее необходима для неизменяемости фермы,
не имеющей решетки. Соответственно в балке жесткости
простой комбинированной фермы возникают во много
раз большие изгибающие моменты, чем в жестком поясе
решетчатой комбинированной фермы тех же размеров
и очертаний. Высота балки жесткости зависит уже не от
длины панели фермы (расстояния между стойками или
подвесками), не имеющей здесь большого значения, а от
пролета и составляет 1/40—1/60 его длины.
При загружении одной из половин пролета простой
комбинированной фермы или при установке временной
нагрузки вблизи четверти пролета линия прогибов и эпю-
ра изгибающих моментов в балке жесткости становятся
на длине этого пролета двухзначными — балка жестко-
сти на части его длины выгибается вверх и происходит
S-образный изгиб (рис. 27.2). Соответственно вертикаль-
ная жесткость простого комбинированного пролетного
строения существенно меньше, чем простого решетчатого
или решетчатого комбинированного, а по расходу стали
простое комбинированное пролетное строение из-за тя-
желой балки жесткости менее экономично, чем простое
решетчатое или решетчатое комбинированное пролетное
строение.
Простые комбинированные пролетные строения ба-
лочной системы применяют с ездой понизу, поверху и по-
середине с главными фермами переменной высоты (в ви-
де балок, усиленных гибкими арками, подпругами или
кабелем, а также в виде жестких арок с затяжками).
Эти конструкции имеют ограниченное применение. Но
простые комбинированные конструкции часто предпочти-
тельны по сравнению с более выгодными балочными ре-
шетчатыми пролетными строениями тех же очертаний
из-за более высоких эстетических качеств. Отсутствие ре-
шетки придает внешнему виду простого комбинированно-
го пролетного строения легкость и выразительность.
— 597 —
Кроме того, простые комбинированные конструкции не-
сколько проще при изготовлении.
Компоновка поперечного сечения комбинированного
пролетного строения с ездой поверху мало отличается от
компоновки поперечника сплошностенчатого пролетного
строения (см. пп. 25.1 и 26.1).
При езде понизу сквозные и комбинированные пролет-
ные строения обычно имеют две главные фермы. В по-
следние годы применяются автодорожные пролетные
строения с ездой понизу, имеющие одну или три главные
фермы (с размещением фермы на разделительной поло-
се). При устройстве только одной главной фермы вся
проезжая часть оказывается на консолях; при этом на
всю ширину проезжей части располагают пространствен-
ную коробчатую балку жесткости, хорошо сопротивля-
ющуюся кручению.
Железобетонная или стальная ортотропная плита
проезжей части в комбинированных пролетных строени-
ях может заменять одну из плоскостей продольных свя-
зей так же, как в сплошностенчатых конструкциях. При
езде понизу устройству обычных поперечных связей меж-
ду главными фермами мешает габарит проезда. Поэто-
му используют поперечные рамы (в частности, порталь-
ные рамы), слагающиеся из поперечной балки проезжей
части, вертикальных или наклонных элементов главных
ферм и верхнего жесткого ригеля (в закрытых мостах),
чаще всего сквозного.
Проезжая часть в комбинированных пролетных стро-
ениях с ездой поверху не отличается от проезжей части
сплошностенчатых пролетных строений, поскольку пли-
ту проезжей части или поперечины мостового полотна
можно непосредственно опереть на главные фермы.
Для простых решетчатых пролетных строений с ез-
дой понизу, поверху или посередине необходимо устрой-
ство балочной клетки, состоящей из поперечных балок
(панель между поперечными балками равна панели
главных ферм) и опирающихся на них продольных ба-,
лок, на которые, в свою очередь, опирается мостовое по-
лотно или плита проезжей части. Оптимальная панель
такой проезжей части не превышает 4—5 м( рис. 27.3, а).
При использовании панели, достигающей 11 м и более,
неизбежен значительный перерасход стали на продоль-
ные балки.
— 598 —
Рис. 27.3. Схемы проезжей части пролетных строений с ездой понизу
(или посередине)
а — простые решетчатые; <5 — комбинированные; / — главная ферма; / — ее
узел; 3 — поперечная балка; 4 — продольная балка; 5 — плита
В решетчатых комбинированных и простых комбини-
рованных пролетных строениях с ездой понизу или по-
середине между поперечными балками проезжей части
всегда можно назначить оптимальное расстояние, выгод-
но перекрываемое непосредственно железобетонной или
стальной ортотропной плитой. Проезжая часть при этом
значительно проще и экономичнее (рис. 27.3, б).
Железобетонную или стальную ортотропную плиту
— 599 —
проезжей части в комбинированных пролетных строени-
ях следует включать в совместную работу с главными
фермами так же, как в сплошностенчатых пролетных
строениях. Однако эффект совместной работы получает-
ся здесь несколько меньшим (особенно в случае железо-
бетонной плиты) в связи с большей переменностью и
знакопеременностью усилий в плите. Сквозные и комби-
нированные пролетные строения состоят из линейных,
плоскостных и иногда пространственных элементов, сое-
диняемых в узлах.
К линейным относятся все элементы простых решет-
чатых главных ферм и большинство элементов комбини-
рованных главных ферм, а также элементы связей.
К плоскостным элементам обычно относятся балки и пли-
ты проезжей части, жесткие пояса решетчатых комби-
нированных ферм, балки жесткости и жесткие арки прос-
тых комбинированных ферм, разного рода диафрагмы
и т. д. Примером пространственного элемента может
быть коробчатая балка жесткости.
Сквозные и комбинированные главные фермы про-
летных строений мостов в подавляющем большинстве
случаев конструируются как тяжелые фермы, имеющие
двухветвевые линейные элементы с относительно тяже-
лыми вертикалами и более легкими горизонталами
и другими соединительными элементами. Наиболее упо-
требительные типы сечений линейных элементов глав-
ных ферм — коробчатые и Н-образные (рис.27.4,а). Ко-
робчатые элементы обладают большой жесткостью про-
тив продольного изгиба в обеих плоскостях (т. е. весьма
экономичны в сжатых элементах) и хорошими эксплуа-
тационными показателями; Н-образные элементы отли-
чаются высокой технологичностью изготовления.
Плоскостные балочные элементы (балки проезжей
части, балки жесткости, жесткие пояса) — одностенча-
тые, характеризуются относительно мощными горизон-
талами и более тонкими вертикалами (рис. 27.4,в).
Узлы простых решетчатых ферм отличаются просто-
той, так как соединяются сходные элементы. Сложнее
специфические узлы комбинированных ферм, в которых
двухветвевые элементы соединяются с одностенчатыми,
причем при различных принципах распределения мате-
риала в сечениях.
Сечения линейных элементов связей (рис. 27. 4, г)
очень разнообразны. Наибольшее распространение име-
— 600 —
Рис. 27.4. Основные типы поперечных сечений элементов сквозных и
комбинированных пролетных строений
а — линейные элементы современных болтосварных главных ферм; б — то
же, клепаных главных ферм; е — элементы проезжей части, жестких поясов
и балок жесткости; г — элементы связей
ют уголковые, тавровые, двутавровые, двухшвеллерные,
крестовые, трубчатые сечения, крепящиеся по концам
одной плоскостью (к фасонкам, ребрам и т. д.). В свя-
зи с ограниченной предельной гибкостью выбор более
или менее жесткого типа сечения определяется в значи-
тельной степени свободной длиной элемента.
— 601
27.2. РАСЧЕТЫ ПРОЛЕТНЫХ СТРОЕНИЙ
И ИХ ЭЛЕМЕНТОВ
Основу расчетов сквозного или комбинированного
пролетного строения составляют расчеты его главных
ферм. При предварительных расчетах рассматривают
плоские расчетные модели главных ферм, причем пола-
гают шарнирными все узлы в расчетной модели простой
решетчатой фермы и все узлы, кроме создающих нераз-
резность жесткому поясу или балке жесткости — в рас-
четной модели комбинированной фермы. Осевые усилия
в элементах главных ферм, а также изгибающие (или
ядровые) моменты и поперечные силы в жестком поясе
или балке жесткости комбинированной фермы определя-
ют по линиям влияния, причем ординаты линий влияния
вычисляют в современных условиях почти всегда на ЭВМ.
В недавнем прошлом одной из наиболее трудоемких час-
тей расчета являлось решение статически неопределимой
задачи для неразрезных и комбинированных ферм, осо-
бенно для многократно статически неопределимых ре-
шетчатых комбинированных ферм. В современных усло-
виях никаких затруднений эта часть расчета не состав-
ляет.
При окончательных поверочных расчетах учитывают
совместную работу частей пролетного строения и вторич-
ные силовые факторы в элементах главных ферм, при
этом часто применяют пространственную расчетную мо-
дель.
Свободные длины lef элементов сквозных главных
ферм принимают равными геометрическим длинам I
между центрами узлов главных ферм (в плоскости фер-
мы) или связей (из плоскости фермы), за исключением
находящихся внутри контура фермы элементов решет-
ки, для которых свободная длина в плоскости фермы
принимается равной 0,81. Коэффициент 0,8 учитывает
в данном случае защемление элементов решетки более
мощными элементами поясов фермы.
Сжатые элементы главных ферм, даже если они рас-
считываются на центральное сжатие, в действительности
никогда не бывают идеально центрально-сжатыми, так
как имеют случайные эксцентриситеты, и перед потерей
устойчивости (продольным изгибом), происходящей
обычно в упругопластической стадии работы, в так на-
зываемых центрально-сжатых стержнях, возникают су-
— 602 —
щественные изгибающие моменты, поперечные силы
и усилия отпора. Специальные элементы пролетного
строения, служащие для уменьшения свободной длины
сжатого элемента (стойки, распорки, стяжки, связи),
рассчитывают на условное усилие отпора, равное 3 %
усилия в раскрепляемом сжатом элементе. В открытых
мостах к стойке каждой полурамы, обеспечивающей
устойчивость сжатого пояса, прикладывается условное
горизонтальное усилие отпора, равное 1 % усилия в сжа-
том поясе.
Для расчета балочной клетки проезжей части про-
стых решетчатых пролетных строений характерны сле-
дующие особенности.
Продольные балки рассчитывают с учетом их нераз-
резности и упругой податливости мест опирания на по-
перечные балки. Расчет на выносливость выполняется
обязательно с использованием соответствующих линий
влияния. Однако с учетом того, что влияния неразрезно-
сти балок и податливости их опор противоположны
и поэтому примерно нейтрализуются, изгибающие мо-
менты в средней части панели, поперечные силы и опор-
ные реакции допускается определять, принимая про-
дольные балки разрезными. При этом отрицательный
изгибающий момент в пересечении продольной балки
с поперечной балкой принимается равным 0,6Л4р, где
Мр — момент в середине пролета разрезной продольной
балки.
Поперечные балки работают как элементы попереч-
ных рам пролетного строения, однако входящие в по-
перечные рамы элементы главных ферм мало защемля-
ют поперечные балки. Соответственно изгибающие мо-
менты в средней части поперечной балки, поперечные
силы и опорные реакции в вертикальной плоскости до-
пускается определять как для свободно опертой балки
с пролетом, равным расстоянию между осями ферм.
В околоопорных сечениях поперечной балки во всех про-
летных строениях должны учитываться отрицательные
изгибающие моменты как в элементе поперечной р'-амы.
В пространственной расчетной модели простого ре-
шетчатого пролетного строения с ездой понизу узлы
главных ферм целесообразно полагать жесткими в уров-
не нижнего пояса и шарнирными в уровне верхнего поя-
са. Все узлы примыканий элементов связей (и горизон-
тальных диафрагм для включения продольных балок
— 603 —
в работу) следует считать шарнирными. В вертикальной
плоскости продольные балки полагают неразрезными,
а поперечные — жестко прикрепленными к главным фер-
мам. В горизонтальной плоскости примыкания продоль-
ных балок к поперечным — шарнирные, примыкания поя-
сов поперечных балок к главным фермам для верхних
поясов также шарнирные, а для нижних поясов — же-
сткие.
Для пролетных строений без специальных мер для
включения проезжей части в совместную работу с глав-
ными фермами (в том числе с продольно-подвижными
опираниями продольных балок) можно не пользоваться
пространственной расчетной моделью, а для учета неиз-
бежно существующей совместной работы продольных
балок с поясами ферм использовать специальную плос-
кую горизонтальную расчетную модель, в которой узлы
поперечных балок и двухстенчатых поясов главных
ферм — жесткие, а примыкания продольных балок к по-
перечным — шарнирные.
При проверке прочности поперечных балок с учетом
действующих в них изгибающих моментов Му, возника-
ющих в горизонтальной плоскости от вовлечения про-
дольных балок в совместную работу с поясами ферм,
К величинам Му вводится коэффициент условий работы
0,8, что объясняется частичной релаксацией Му при раз-
витии пластических деформаций в поперечных балках.
Разгрузку поясов главных ферм продольными бал-
ками допускается учитывать только в конструкциях, для
которых принимают специальные меры по включению
проезжей части в совместную работу с главными ферма-
ми и только применительно к усилиям от временной на-
грузки.
27.3. КОНСТРУКЦИИ
ЖЕЛЕЗНОДОРОЖНЫХ ПРОЛЕТНЫХ СТРОЕНИЙ
Разрезные решетчатые железнодорожные пролетные
строения исторически были первыми типизированными
металлическими конструкциями в России и во всем ми-
ре. Большое распространение на наших железных доро-
гах получили типовые пролетные строения с ездой пони-
зу проф. Н. А. Белелюбского (1884 г.) и типовые про-
летные строения с ездой понизу и поверху Гипротранса
(1934 г.).
В 1944 г. в Проектстальконструкции под руководст-
— 604 —
Рис. 27.5. Схемы стандартных пролетных строений серии I (о) и се-
рии II (б) (Проектстальконструкция)
вом Г. Д. Попова были разработаны стандартные про-
летные строения для езды понизу и поверху с Н-образ-
ными сечениями элементов главных ферм, параллельны-
ми поясами и длиной панели проезжей части 5,5 м (рис.
27.5). Впервые в практике мирового мостостроения был
принят единый продольный модуль (11 м) и полностью
унифицированы схемы, элементы и детали конструкций
для различных пролетов типовых пролетных строений.
Весь диапазон пролетов разбит на две серии. В I серии
для пролетов 33—66 м используется треугольная решет-
ка с дополнительными стойками и подвесками при высо-
те главных ферм 8,5 м. Во II серии для пролетов 77—
НО м применяется двухрешетчатая с дополнительными
полустойками и полуподвесками схема решетки при вы-
соте главных ферм 14 м.
Унификация длин элементов, углов пересечений их
осей и размещения заклепок во всех узлах позволила
применить для сверления отверстий ограниченное число
объемных кондукторов, обеспечивающих весьма высо-
кую точность размещения отверстий (как взаимного их
расположения в каждом узле, так и расстояний между
центрами узлов), и отказаться от заводской выкладки
— 605 —
ферм с рассверловкой по месту. Благодаря этому, а так-
же принятию полностью выклепываемых на скобе про-
стейших Н-образных сечений (см. рис. 27.4,6) значи-
тельно снизилась трудоемкость заводского изготовления
конструкций, т. е. были выполнены главные требования
к пролетным строениям для массового восстановления
в кратчайшие сроки мостов, разрушенных в ходе Вели-
кой Отечественной войны. Большинство мостов желез-
нодорожной сети СССР восстановлено с применением
стандартных пролетных строений Проектстальконструк-
ции. Недостатки этих пролетных строений состояли в за-
соряемости Н-образных сечений и в увеличенном на 3—
7 % расходе стали.
Сейчас действуют типовые проекты Гипротрансмоста
болтосварных (заводские соединения — сварные, мон-
тажные — на высокопрочных болтах) балочно-разрез-
ных пролетных строений с ездой понизу пролетами 33—
110 м. На эти пролетные строения в СССР приходится
больший тоннаж изготовляемых мостовых металличе-
ских конструкций, чем на пролетные строения какого-
либо другого вида.
Главные фермы имеют схемы с треугольной решеткой
и дополнительными стойками и подвесками с разделе-
нием на три стадии (рис. 27.6). Основные параметры гео-
метрических схем пролетных строений приведены
в табл. 27.1. В диапазоне 44—ПО м отношения Н/1, в об-
щем уменьшающиеся с ростом пролета и увеличением
Таблица 27.1. Параметры геометрических схем
типовых пролетных строений с ездой понизу
§ С S Серия Н, м $ « g ч о я- S ей F е d, м а, град Расстоя- ние между осями ферм В, м Высота балок проезжей части h, м
33 44 55 I 8,5 1/3,9 1/5,2 1/6,5 6 8 10 5.5 57 5,6 0,88
66 77 II 11,25 1/5,9 1/6,8 8 10 8,25 8,25 и 5,5 54 54 и 64 5,7 1,25
88 ПО Ill 15 1/5,9 1/7,3 8 10 И 54 5,8 1,52
— 606 —
Рис. 27.6. Схемы типовых железнодорожных болтосварных пролет-
ных строений с ездой понизу (Гипротрансмост)
а—в — соответственно первая, вторая и третья серии; / — горизонтальные ди-
афрагмы
Рис. 27.7. Узлы типового болтосварного пролетного строения глав-
ных ферм (а) и балок проезжей части (б)
доли постоянной нагрузки в полной нагрузке, близки
к оптимальным. Только для пролета 33 м высота ферм
чрезмерно велика. Однако сквозные фермы с ездой по-
низу для пролета 33 м применяют редко.
Все элементы поясов и раскосов главных ферм —
сварного коробчатого сечения из четырех листов (ниж-
ний горизонтальный лист перфорированный) \ см. рис.
27.4, а. Элементы не имеют поперечных диафрагм. Их
изготовляют в специальной механизированной оснастке,
сварные швы накладывают двухдуговыми автоматами,
отверстия под болты диаметром 22 мм сверлят в объем-
ных кондукторах. Стыки поясов расположены в узлах,
подвески и стойки имеют Н-образное сечение. Конструк-
ция узла главных ферм приведена на рис. 27.7, а.
Продольные и поперечные балки проезжей части
имеют одинаковую высоту. В пересечениях с поперечны-
ми балками пояса продольных балок перекрыты рыб-
ками, а стенки имеют фланцы, образованные уголковы-
ми коротышами (рис. 27.7,6). Узел пересечения про-
дольной балки с поперечной передает действующие
в продольной балке отрицательный изгибающий момент
й осевое усилие (обычно растягивающее) от совместной
работы с поясами ферм, а также поперечные силы в про-
дольных балках, уравновешенные реакцией поперечной
балки. Поперечные силы полностью передаются верти-
кальными уголками фланцевого фрикционного прикре-
пления стенок панелей продольной балки к поперечной
балке. Изгибающий момент и растягивающее усилие
распределяются между рыбками (большая часть)
И фланцевым прикреплением (меныпая часть) с учетом
их различных жесткостей. Фланцевое прикрепление ра-
ботает, таким образом, частично на действие внешних
отрывающих сил, уменьшающих силы трения. На кон-
цах поперечных балок находятся аналогичные фланцы
прикрепления к главным фермам, удлиненные за счет
топориков, которые увеличивают жесткость и несущую
способность нижних узлов поперечных рам. Мостовое.
Полотно устроено на деревянных поперечинах.
Верхние и нижние продольные связи главных ферм
и продольные связи продольных балок имеют крестовую
схему. Поперечные связи (порталы) устроены в плоско-
стях опорных раскосов и всех стоек.
1 В последнее время перешли на замкнутые коробчатые сечения.
— 608 —
Рис. 27.8. Совместная работа продольных балок и нижних поясов
ферм
1 — горизонтальная диафрагма; 2— тормозные связи; 3 — разрывы в про-
дольных балках
Нижние связи главных ферм (см. рис. 27.6) во всех
пересечениях соединены высокопрочными болтами с
нижними поясами продольных балок. Кроме того, меж-
ду некоторыми узлами пересечения нижних связей и ниж-
них поясов продольных балок поставлены дополнитель-
ные распорки 1, образующие вблизи концов или по всей
длине пролетного строения неизменяемые сквозные го-
ризонтальные диафрагмы, вовлекающие продольные
балки в совместную работу с нижними поясами главных
ферм в горизонтальной плоскости (рис. 27.8,а). Соот-
ветственно часть осевого усилия переходит с нижних поя-
сов ферм на продольные балки, расчетные усилия в
нижних поясах ферм уменьшаются, и сечения их оказы-
ваются облегченными (снимается 20 % усилий от времен-
ной вертикальной нагрузки). В продольных балках по-
являются дополнительные растягивающие силы, однако
их сечения практически не утяжеляются. Утяжеляются
только рыбки в пересечениях с поперечными балками.
В целом расход стали в пролетном строении уменьшает-
ся на 5 % в результате включения проезжей части в сов-
местную работу с нижними поясами ферм.
Не менее важны упрощение конструкций и ликвида-
ция опасности усталостных разрушений поперечных ба-
лок при обеспечении совместной работы проезжей части
39—799
— 609 —
Рис. 27.9. Навесная сборка балочно-разрезных пролетных строений
с ездой понизу
/—разбираемая противовесная конструкция; 2 — противовес; 3 — соединитель-
ные элементы; 4 — деррик-кран
и главных ферм. В пролетных строениях большинства
прежних проектировок конструктивные решения были
направлены на освобождение продольных балок от сов-
местной работы с главными фермами. Устраивали слож-
ную продольно-подвижную подвеску нижних связей
к продольным балкам, вследствие чего продольные бал-
ки почти не растягивались при растяжении нижних поя-
сов ферм, а поперечные балки (особенно концевые) ин-
тенсивно многократно повторно изгибались в горизон-
тальной плоскости (рис. 27.8, б, в). Для облегчения
работы поперечных балок устраивали продольно-под-
вижные опирания (разрывы) в продольных балках, од-
нако они были малоэффективны. В середине пролета
(или в серединах участков между разрывами в продол^
ных балках) требовались специальные тормозные связи.
Все эти недостатки устранены полноценным обеспечени-
ем совместной работы проезжей части и главных ферм,
впервые осуществленным (с надежным расчетно-теоре-
тическим обоснованием) в типовых пролетных строени-
ях Гипротрансмоста.
Эти пролетные строения монтируют обычно навесным
способом, без временных опор (однопролетные мосты —
полунавесным способом). Для монтажа навесным спо-
собом первого пролета многопролетного моста предвари-
тельно на насыпи собирают противовесную конструкцию
(из элементов следующих пролетов), которую разбирают
после опирания на первую промежуточную опору (рис.
27.9). Смежные пролеты на время монтажа связывают
верхними и нижними соединительными элементами, вос-
принимающими отрицательный изгибающий момент от
веса монтируемой консоли и работающего крана. Бли-
жайшие к опоре панели нижнего пояса (с относительно
легким сечением в соответствии с законами работы раз*
— 610 —
резных ферм) во время навесного монтажа получают
весьма большие усилия. В недавнем прошлом эти панели
приходилось усиливать на период монтажа специаль-
ными накладными элементами. В современных конст-
рукциях усиление обеспечивают продольные балки, вклю-
чаемые при монтаже в совместную работу с нижними
поясами ферм рассмотренными выше горизонтальными
диафрагмами нижних связей.
Решения конструктивных деталей современных типо-
вых пролетных строений удовлетворяют требованиям
северного исполнения, благодаря чему они могут уста-
навливаться в любой строительно-климатической зоне.
От зоны зависят только марка (15ХСНД или 10ХСНД)
и категория применяемой стали.
Сквозные болтосварные пролетные строения эконо-
мичны по расходу металла, который составляет (без
учета вспомогательных конструкций) 174,8 т для проле-
та 66 м (2,65 т на 1 м длины) и 444,3 т для пролета 110 м
(4 т на 1 м длины).
Отработанная в рассмотренных типовых болтосвар-
ных пролетных строениях конструктивная форма разви-
вается сейчас в следующих направлениях:
применение железобетонного безбалластного мосто-
вого полотна вместо деревянного;
распространение на неразрезные пролетные строения
больших пролетов;
распространение на пролетные строения с ездой по-
верху;
переход к замкнутым герметизированным элементам
коробчатого сечения без перфораций (см. рис. 27.4, а)
и с заглушками у узлов.
Применение железобетонного безбалластного мосто-
вого полотна вместо деревянных поперечин требует не-
значительного утяжеления сечений элементов главных
ферм (в связи с большей постоянной нагрузкой) и уточ-
нения некоторых специфических вопросов совместной ра-
боты проезжей части и главных ферм. Соответствующее
опытное болтосварное пролетное строение Z = 66 м, ана-
логичное типовому, но с железобетонным безбалластным
мостовым полотном было установлено и испытано на
мосту через р. Лесной Воронеж. Испытания показали,
что наличие на продольных балках несостыкованной же-
лезобетонной плиты все же заметно увеличивает их эф-
фективную площадь сечения при совместной работе
39*
— 611 —
с нижними поясами главных ферм на растяжение и тре-
бует некоторого усиления сквозных горизонтальных диа-
фрагм и рыбок продольных балок. Разгрузка нижних
поясов ферм продольными балками получается несколь-
ко большей, чем при деревянном мостовом полотне, что
компенсирует для этих поясов увеличение усилий от по-
стоянной нагрузки.
В связи с большей переменностью и знакопеременно-
стью усилий и худшими условиями работы на выносли-
вость неразрезные пролетные строения применяют в же-
лезнодорожных мостах только при больших пролетах.
По проектам Гипротрансмоста реализовано значитель-
ное число неразрезных болтоклепаных и болтосварных
пролетных строений 2X110, ЗХПО, 110+132+110,
2X132, 3X132 м с ездой понизу, отвечающих по схемам
и конструкциям III серии типовых разрезных пролетных
строений с высотой 15 и длиной панели 11 м. Пролетное
строение 2ХП0 м является типовым и допускает уклад-
ку деревянных поперечин и железобетонного безбал-
ластного мостового полотна. В болтосварных пролетных
строениях обеспечена совместная работа проезжей час-
ти и главных ферм. Навесной монтаж неразрезных бол-
тосварных пролетных строений ведется также с включе-
нием продольных балок в совместную работу с нижними
поясами ферм и осуществляется проще, чем монтаж раз-
резных пролетных строений, поскольку не нужно уста-
навливать и снимать специальные соединительные эле-
менты.
Для пролетов свыше 132 м необходимо увеличение
высоты главных ферм, и поскольку применение панели
длиннее 11 м в простых решетчатых пролетных строени-
ях нерационально, переходят на шпренгельную схему
решетки. В СССР в послевоенные годы построено много
клепаных и болтоклепаных неразрезных пролетных стро-
ений с ездой понизу на совмещенных и железнодорож-
ных мостах пролетами 159 и 176 м — через реки Волгу
у Нижнего Новгорода, Северную Двину у Архангельска,
Каму у Сарапула, Амур у Комсомольска-на-Амуре. Эти
пролетные строения были в некоторой степени унифици-
рованы и изготовлялись по одним и тем же кондукто-
рам.
Схема железнодорожного болтоклепаного пролетно-
го строения 2X159 м, осуществленного по проекту Лен-
гипротрансмоста, приведена на рис. 27.10. Высота глав-
- 612 —
Рис. 27,10. Железнодорожное болтоклепаное пролетное строение
2X159 м с ездой понизу
Рис. 27.11. Железнодорожное болтосварное пролетное строение про-
летом 55 м с ездой поверху
ных ферм 24 м, основная марка стали 15ХСНД. Сечения
поясов и раскосов — клепаные коробчатые шириной
814 мм с уголками полками внутрь, покрывающим лис-
том сверху и планками снизу. Расстояние между осями
ферм из условий горизонтальной жесткости увеличено до
8 м, что потребовало увеличения высоты поперечных ба-
лок до 2 м.
По длине неразрезного пролетного строения устрое-
но четыре разрыва в продольных балках, а крестовые
нижние связи подвижно подвешены к продольным бал-
кам. В середине каждого участка продольных балок име-
ются тормозные связи. Мостовое полотно — железобе-
тонное безбалластное. Монтаж осуществлен навесным
способом, без временных опор, но с устройством на по-
стоянных опорах приемных консолей длиной 11 м. Это
— 613 —
в сочетании с большой высотой ферм позволило обой-
тись без накладных элементов усиления поясов. Расход
стали на основные конструкции неразрезного пролетно-
го строения составляет 2213 т (6,96 т на 1 м длины).
Гипротрансмост разработал типовые неразрезные
железнодорожные болтосварные пролетные строения по
схемам 2X154 и 2X176 м.
В связи со строительством БАМа разработаны же-
лезнодорожные сквозные пролетные строения с ездой
поверху пролетами 44; 55 (рис. 27.11) и 66 м. Пояса
и раскосы — коробчатого сечения. Продольные балки
включены в совместную работу с верхними поясами ферм
горизонтальными диафрагмами верхних связей. Мосто-
вое полотно —на деревянных поперечинах или железо-
бетонное безбалластное. Расход стали на основные кон-
струкции пролета 55 м составляет 148,1 т (2,69 т на 1 м
длины).
27.4. КОНСТРУКЦИИ АВТОДОРОЖНЫХ
И ГОРОДСКИХ ПРОЛЕТНЫХ СТРОЕНИИ
Для автодорожных мостов средних и больших про-
летов с ездой понизу наиболее экономичны решетчатые
комбинированные пролетные строения. В СССР значи-
тельное число таких балочно-разрезных клепано-свар-
ных строений было построено в 50-е гг. по типовым и ин-
дивидуальным проектам Проектстальконструкции (ПСК)
и Киевского филиала Союздорпроекта (КфСДП).
Пролетные строения ПСК применялись сегментной
схемы пролетами 62,4; 83,2 (рис. 27.12, а,б); 104 и 124 м;
пролетные строения КфСДП — с параллельными пояса-
ми пролетами 63; 83,2 (рис. 27.12, в, г) и 126 м. В обеих
конструкциях сборная железобетонная плита включена
в совместную работу с поперечными балками. Обе кон-
струкции весьма экономичны по расходу металла, так
как имеют оптимальную схему проезжей части, лишен-
ной продольных балок, и панель проезжей части не за-
висит от панели главных ферм. Расход стали для про-
лета 83,2 м составляет соответственно 214 и 249 кг/м2.
Сегментная конструкция особенно экономична благо-
даря соответствию очертания эпюре моментов. Все эле-
менты верхнего пояса совершенно одинаковы вследствие
размещения его узлов на окружности на равных рас-
стояниях и постоянства расчетных усилий по длине про-
лета. При тяжелой проезжей части все раскосы работа-
— 614 —
Рис. 27.12. Решетчатые комбинированные автодорожные пролетные
строения пролетом 83,2 м с ездой понизу
Й —схема пролетного строения ПСК; б — узел его нижнего пояса; в — схема
пролетного строения КфСДП; г — узел его нижнего пояса
Рис. 27.13. Мост через р. Мервед
ют только на растяжение и имеют минимальные сечения,
не обремененные условиями устойчивости и предельной
гибкости.
Решетчатые комбинированные фермы с параллель-
ными поясами из вертикальных двутавров отличаются
большими панелями и редкой решеткой; их элементы
стандартизированы. Многопролетные мосты удобно мон-
тировать и навесным способом, и продольной надвиж-
кой.
— 615 —
Решетчатые комбинированные пролетные строения
применяются и в зарубежных автодорожных мостах
с ездой понизу. Примером может служить построенный
в Нидерландах мост через р. Мервед (рис. 27.13) сег-
метной схемы с гибкими раскосами из стальных канатов
диаметром 79,5 мм [12]. Раскосы были предварительно
напряжены, что увеличило запасы против выключения
отдельных раскосов из работы и создало в жестких ниж-
них поясах выгодные начальные отрицательные изгиба-
ющие моменты.
В 60-е гг. решетчатые комбинированные пролетные
строения в автодорожных мостах с ездой понизу пере-
стали применять в СССР, поскольку число строящихся
автодорожных металлических мостов с ездой понизу
уменьшилось и иметь для них на заводах специальную
оснастку стало нерентабельным. Вместо этого начали
изготовлять простые решетчатые автодорожные конст-
рукции, унифицированные с широко применяемыми же-
лезнодорожными пролетными строениями, имеющими
хорошую заводскую оснастку. Уменьшение числа авто-
дорожных металлических мостов было связано с дирек-
тивным внедрением сборного железобетона, а уменьше-
ние числа автодорожных мостов с ездой понизу — с уве-
личением скоростей движения.
Упомянутые простые решетчатые автодорожные про-
летные строения с ездой понизу применяют сейчас (по
проектам Ленгипротрансмоста) при установке рядом
с железнодорожными пролетными строениями в совме-
щенных мостах, а также в случае необходимости навес-
ного монтажа. Примером может служить перекинутое
через р. Волгу у Калязина неразрезное болтосварное
пролетное строение 3X1Ю м, выполненное из стали
15ХСНД (рис. 27.14). Генеральные размеры главных
ферм и типы сечений их элементов соответствуют III се-
рии типовых железнодорожных пролетных строений. Три
продольные балки несут железобетонную плиту, не
включенную в работу и расчлененную поперечными
швами. Продольные балки не включены в совместную
работу с нижними поясами ферм и имеют два разрыва
на длине неразрезного пролетного строения. Верхние
и нижние продольн-ые связи — ромбической схемы. Рас-
ход металла на основные конструкции составляет 1219 т
(336 кг/м2).
Обладающие высокими архитектурными и эстетиче-
— 616 —
Рис. 27.14. Простое решетчатое автодорожное пролетное строение
моста с ездой понизу через р. Волгу у Калязина
Рис. 27.15. Автодорожное пролетное
ции с ездой посередине с жесткими
ками
строение Проектстальконструк-
решетчатыми арками и затяж-
скими достоинствами простые комбинированные пролет-
ные строения с ездой понизу (схемы Лангера, см. рис.
27.2), равно как и сплошностенчатые жесткие арки с за-
тяжками, относительно широко применяют в зарубеж-
ных автодорожных мостах, несмотря на существенно
больший по сравнению с решетчатыми конструкциями
расход металла.
В СССР построено довольно много разработанных
Проектстальконструкцией внешне безраспорных мостов
для езды понизу и посередине с жесткими решетчатыми
арками и затяжками (рис. 27.15). Узлы поясов арки рас-
положены на концентрических окружностях; каждый
пояс состоит из одинаковых прямых элементов; все рас-
косы одинаковы; конструкция изготовляется при мини-
мальном числе кондукторов. Расстояния между подвес-
ками несколько увеличиваются к середине пролета
вследствие уменьшения угла наклона поясов, но расстоя-
ния между поперечными балками одинаковы. Это вызы-
вает заметные изгибающие моменты в затяжке, конст-
— 617 —
руируемой соответственно достаточно жесткой. Такие
пролетные строения применены на автодорожных, го-
родских и железнодорожных мостах.
Для автодорожных и городских мостов с ездой по-
верху сквозные пролетные строения в настоящее время
редко применяют в СССР и большинстве зарубежных
стран. Простые решетчатые автодорожные и городские
пролетные строения с ездой поверху, в которых проез-
жая часть опирается только на узлы главных ферм, пол-
ностью ушли в прошлое. Сейчас применяют только ком-
бинированные фермы с жестким верхним поясом или
балкой жесткости.
Наиболее эффективным видом внешне безраспорных
комбинированных автодорожных и городских пролет-
ных строений с ездой поверху и посередине являются
трехпролетные подпружные пролетные строения (рис.
27.16 и 27.17) —отечественная конструктивная форма,
разработанная в Проектстальконструкции Г. Д. Попо-
вым и использованная затем другими советскими проект-
ными организациями, а также за рубежом. Эти пролет-
ные строения эффективны при большой разнице между
длинами среднего и крайних пролетов, например при со-
— 618 —
отношении 1:2:1. В основе конструкции лежит сплош-
ностенчатая балка, усиленная сжатой подпругой на при-
мыкающих к промежуточным опорам участках или на
всей длине, причем на усиленных участках подпруга рас-
тягивает балку. В средней части большого пролета кон-
струкция имеет минимальную строительную высоту. При-
меняют и решетчатые комбинированные трехпролетные
подпружные пролетные строения.
Простые комбинированные подпружные сталежеле-
зобетонные пролетные строения установлены, в частно-
сти, на мостах через р. Оку у Коломны (пролеты 71 +
+154+71 м, езда поверху) и через р. Белую в Уфе (про-
леты 68+148+68 м, езда посередине). В этих пролетных
строениях подпруг меньше, чем балок жесткости, каждая
подпруга расположена в промежутке между двумя бал-
ками жесткости.
Простое комбинированное подпружное пролетное
строение со стальной ортотропной плитой проезжей час-
ти, запроектированное в 1973 г. Ленгипротрансмостом по
схеме 91,8+163,2+91,8 м с ездой поверху, установлено
на мосту через р. Иртыш в Омске (см. рис. 27.16). При
ширине проезда 22,5 м (и двух тротуарах по 2,28 м) в
поперечном сечении моста расположены четыре главных
фермы, в каждой ферме — балка жесткости и подпруга,
находящиеся в одной плоскости. Конструкция болтосвар-
ная из низколегированных сталей классов С52/40
и С48/35, балки жесткости двутавровые со стенкой
3550 мм и толщиной 12 мм, подпруги Н-образные с вер-
тикалами 1100X40 мм, стойки Н-образные.
Подпругами усилены участки балки длиной по 102 м
с промежуточной опорой в середине участка. Каждый
участок разбит стойками на 10 панелей по 10,2 м. По-
перечные связи между балками жесткости находятся
в каждой плоскости стоек, между стойками — только
в плоскостях опорных стоек. Панель между поперечны-
ми балками ортотропной плиты равна 3,4 м, т. е. в 3 раза
меньше панели между стойками. Ортотропная плита
одноярусная, продольные ребра — плоские, расположены
через 0,35 м. Продольные связи полураскосной схемы
имеются вдоль подпруг и вдоль нижних поясов балок
жесткости. Расход стали на основные конструкции со-
ставляет 4012 м (439 кг/м2).
Решетчатое комбинированное подпружное пролетное
строение со стальной ортотропной плитой проезжей час-
- 620 —
ти построено по схеме ЦНИИпроектстальконструкции
и проекту Ленгипротрансмоста в горах Алтая (см. рис.
27.17). Пролеты 75+126+63 м, езда поверху. Конструк-
ция болтосварная из стали 15ХСНД. Особенность кон-
струкции— членение на отправочные марки с массой
в пределах 5 т (из условия транспортирования по горной
дороге). Балки имеют стенки высотой 2,4 м и толщиной
12 мм. Подпружные фермы с раскосной решеткой усили-
вают участки балки длиной по 84 м. Все элементы ре-
шетчатых ферм имеют Н-образные сечения.
Ортотропная плита проезжей части двухъярусной
конструкции имеет лист толщиной 10 мм и продольные
ребра из неравнополочных уголков 160ХЮ0Х10 с ша-
гом 320 мм, опирающихся на решетчатые комбинирован-
ные двухконсольные поперечные фермы, расставленные
через 3,5 м и выполняющие одновременно функции по-
перечных связей между балками. Пролетное строение
имеет только одну систему продольных связей полурас-
косной схемы, идущих вдоль нижних поясов балок, а на
усиленных участках переходящих на подпруги. Расход
металла на основные конструкции составляет 1091 т
(413 кг/м2).
Пролетное строение перекрывает глубокое ущелье,
и единственно возможным для большого пролета был на-
весной монтаж с обоих берегов. Приспособленность к на-
весному монтажу — одно из серьезных преимуществ ре-
шетчатой комбинированной конструкции перед простой
комбинированной.
ГЛАВА 28. РАСПОРНЫЕ АРОЧНЫЕ МОСТЫ
28.1. ПРИНЦИПЫ РАБОТЫ, УСЛОВИЯ ПРИМЕНЕНИЯ,
КОМПОНОВКА, ОСОБЕННОСТИ РАСЧЕТОВ
Арочными называют мосты, имеющие в основе кон-
струкции сжатые криволинейные или полигональные
элементы дугообразного очертания, т. е. арки. В настоя-
щей главе рассматриваются арочные мосты арочной
(распорной) системы, в которых распор передается на
грунт. Арочные мосты балочной (внешне безраспорной)
системы, в которых распор воспринимается затяжкой,
кратко рассмотрены в гл. 27.
Арочные распорные мосты (рис. 28.1) применяют
- 621 —
Рис. 28.1. Схемы арочных мостов
а, б — с гибкими арками; в — с жесткими решетчатыми серповидными арка-
ми; г — с жесткими сплошностенчатыми арками бесшарнирными; д — то же,
двухшарнирными; е — то же, трехшарнирными
с ездой поверху или посередине и крайне редко — с ез-
дой понизу. В подавляющем большинстве случаев ароч-
ные пролетные строения относятся к простым комбини-
рованным конструкциям, так как не имеют решетки
между арками и проезжей частью и испытывают S-об-
разный изгиб при несимметричных загружениях времен-
ными вертикальными нагрузками.
В арочных пролетных строениях с ездой поверху раз-
личают собственно арки и надарочное строение, вклю-
чающее проезжую часть и стойки. Между арками и меж-
ду элементами надарочного строения могут распола-
гаться связи. Функции главных ферм могут выполнять
либо только арки, либо арки, тесно взаимодействующие
с надарочным строением. При езде посередине на части
длины моста вместо надарочного строения есть подароч-
ное строение.
Передача распора на грунт требует устройства весь-
ма мощных опор (включая фундаменты и основания).
Объемы и стоимость опор в арочном распорном мосту
всегда больше, чем в балочном мосту тех же пролетов
при аналогичных условиях. Особенно значительны уве-
личения объемов и стоимости опор в многопролетных
арочных мостах, в которых к промежуточным опорам
предъявляется требование восприятия одностороннего
распора, отвечающего разрушению одного из пролетов.
— 622 —
Чтобы не увеличивать стоимость, при проектировании
арочного моста большое значение имеет устройство
и уменьшение объемов опор моста, с вписыванием их
в профиль мостового перехода и грунтовые условия.
Передача распора на грунт, т. е. по существу замена
грунтом растянутого пояса балочной фермы, а также
восприятие всей или подавляющей части поперечной си-
лы аркой, заменяющей не только сжатый пояс, но и рас-
косы соответствующей решетчатой балочной фермы, обес-
печивает существенную экономию стали в арочном про-
летном строении по сравнению с балочным в аналогич-
ных условиях. Эта экономия составляет не менее
15—20 % расхода стали в оптимальном балочном про-
летном строении.
Увеличение стоимости опор и уменьшение стоимости
пролетного строения приводит к целесообразности при-
менять в арочных мостах относительно большие проле-
ты, чем в балочных при аналогичных условиях. По той
же причине арочные мосты несколько чаще делают одно-
пролетными.
Из-за весьма жесткой зависимости параметров каж-
дого арочного моста от профиля и грунтовых условий
мостового перехода арочный мост всегда сугубо индиви-
дуален. Типовых арочных металлических пролетных
строений не существует. Необходимостью иметь хоро-
шие грунты и относительно низкие опоры, а также от-
сутствием типовых проектов объясняется существенно
более редкое применение арочных мостов.
Арочные мосты применяют при благоприятном про-
филе перехода и хороших грунтах в случае необходи-
мости иметь сравнительно большие пролеты. При самых
благоприятных условиях арочные мосты могут быть це-
лесообразными уже при пролетах 50 м, в большинстве
же случаев они имеют пролеты более 100 м; при проле-
тах более 200 м арочные мосты становятся особенно
конкурентоспособными. Верхний предел для пролета ме-
таллического арочного моста составляет около 600 м.
Арочные мосты красивы, и из эстетических сообра-
жений их сооружают иногда там, где балочный мост был
бы выгоднее. Их часто строят в городах (например, мно-
го арочных мостов через р. Москву в Москве), а также
для украшения живописных загородных ландшафтов.
Особая область применения арочных мостов — горные
— 623 —
условия, когда наличие скальных грунтов сочетается
с отвечающим устройству арки рельефом.
Распорные арочные мосты можно разделить на две
группы — с гибкими арками (рис. 28.1, а, б) и с жестки-
ми арками (рис. 28.1, в — е).
Гибкая арка — полигональный сжатый стержневой
элемент с малой изгибной жесткостью в плоскости фер-
мы (определяемой условиями устойчивости на длине па-
нели). Изгибающие моменты в гибкой арке незначитель-
ны, они аналогичны изгибающим моментам в нежестком
поясе любой комбинированной фермы. Значительные из-
гибающие моменты (обычно знакопеременные) возника-
ют в балке жесткости, наибольшие моменты S-образно-
го изгиба возникают в четвертях пролета при загруже-
нии временной нагрузкой половины пролета, как и в
других видах простых комбинированных ферм (см. рис.
27.2).
Жесткие арки могут быть сплошностенчатыми (кри-
волинейными или полигональными) либо сквозными (ре-
шетчатыми). Жесткая арка работает на совместное дей-
ствие осевого сжатия, изгибающих моментов (преиму-
щественно S-образного изгиба) и поперечных сил.
В мосту с жесткими арками либо применяют элементы
пренебрежимо малой по сравнению с арками изгибной
жесткости в уровне проезжей части, либо все же устраи-
вают балку жесткости. В последнем случае моменты
S-образного изгиба распределяют между арками и бал-
кой жесткости пропорционально их изгибным жестко-
стям.
Металлические мосты с жесткими арками могут быть
бесшарнирными, двухшарнирными и трехшарнирными
(см. рис. 28.1). В прошлом, в период недоверия к надеж-
ности оснований и к работе статически неопределимых
систем, часто применяли статически определимые трех-
шарнирные арки. Сейчас их используют очень редко —
в случаях монтажа подъемом целых полуарок. До не-
давнего времени основной схемой для металлических
арочных мостов была двухшарнирная; бесшарнирную
схему избегали в связи с увеличенными температурными
напряжениями. Однако уточненные исследования пока-
зали, что температурные напряжения имеют действи-
тельно определяющее значение только для особенно же-
стких сквозных (решетчатых) бесшарнирных арок. Для
менее высоких сплошностенчатых арок бесшарнирная
— 624 —
Рис. 28.2. Арочный мост через р. Хуберулу с решетчатым надароч-
ным строением
схема рациональна. Применение решетчатых арок в по-
следние годы сократилось, но они продолжают проекти-
роваться двухшарнирными.
В СССР для автодорожных и городских мостов про-
летами до 200 м в последние десятилетия жесткие арки
уступили место гибким как более простым и не менее
экономичным конструкциям. При больших пролетах,
а также в железнодорожных мостах гибкие арки некон-
структивны и по-прежнему должны применяться жесткие
арки. Их продолжают строить во многих зарубежных
странах в Европе и в Азии.
На рис. 28.2 показана новая эффективная конструк-
ция арочного моста с. решетчатым надарочным строени-
ем. Такие мосты не подвержены S-образному изгибу,
экономичны, отличаются повышенной вертикальной же-
сткостью, удобны для навесного монтажа.
Основным параметром арочного моста является
стрелка арок. Отношения стрелки к пролету изменяются
в очень широких пределах (’/г—Vis). Крайние цифры,
ограничивающие этот диапазон, используются редко.
При езде поверху наиболее употребительны отношения
стрелки к пролету 7?—Vs, а при езде посередине —
V5-V6.
Ось арки (или кривую центров узлов полигональной
арки) прочерчивают обычно по дуге окружности (что
упрощает конструкцию, так как все элементы арок могут
иметь одинаковую геометрию) или по параболе, что обе-
спечивает уменьшение изгибающих моментов в арке или
балке жесткости. Жесткие арки назначают либо посто-
янной высоты, либо серповидного очертания (см. рис.
28.1), при котором высота арки уменьшается к пятам на
протяжении крайних четвертей пролета. Высота сечения
сплошностенчатой жесткой арки составляет, как прави-
ло, Vso—V70 пролета в автодорожных и городских мос-
40—799
— 625 —
тах 1 и V40—Vso пролета в железнодорожных мостах. Вы-
сота сквозных решетчатых арок существенно больше.
Для числа арок в поперечном сечении моста харак-
терны те же закономерности, что и для числа балок
в балочных мостах. Наиболее распространены мосты
с двумя арками. В весьма широких мостах и при неболь-
ших пролетах возможны многоарочные конструкции. Для
гибких арок число балок жесткости иногда принимают
вдвое большим числа арок, размещаемых вне плоско-
стей балок жесткости для упрощения монтажа.
Устройство связей в арочном пролетном строении
должно обеспечивать несмещаемость всех узлов арок
и конструкций проезда. Продольные связи устраивают
вдоль арок и (в зависимости от наличия и устройства
плиты проезжей части) вдоль проезжей части (или бал-
ки жесткости). Горизонтальные нагрузки, приходящиеся
на проезжую часть, должны быть переданы либо специ-
альными устройствами на устои, либо поперечными свя-
зями стоек на арки. В случае сквозных арок продоль-
ные связи устраивают обычно и вдоль верхнего, и вдоль
нижнего пояса арки. При езде посередине связи по ар-
кам включают рамные порталы для пропуска габарита
проезда. Устройство проезжей части в значительной сте-
пени зависит от наличия балки жесткости.
Расчеты арочных пролетных строений выполняют ча-
ще всего по линиям влияния, построенным на основе ре-
шения статически неопределимой задачи для плоской
линейно деформируемой расчетной модели. Напряжения
в жестких арках вычисляют с помощью линий влияния
соответствующих ядровых моментов.
Для предварительного назначения основных сечений
можно пользоваться следующими весьма приближенны-
ми формулами:
распор в арке
// = ft/2/8f; (28.1)
положительный изгибающий момент в четверти про-
лета
Л1 = <72/2/64; (28.2)
прогиб в четверти пролета
6= (1/2458) (q2l4EJ), (28.3)
1 Такую же высоту сечения имеет обычно балка жесткости при
гибкой арке.
— 626 —
где f — стрелка; qi и q2 — равномерно распределенные вертикальные
нагрузки, соответствующие расчетному сочетанию и загружению;
EJ — изгибная жесткость жесткой арки или балки жесткости.
Если коэффициент деформативности
р= iVh/ej > 3,
то необходимо учитывать в расчетах геометрическую не-
линейность работы распорного арочного пролетного
строения. Деформации пролетного строения в этих слу-
чаях заметно увеличивают изгибающие моменты и про-
гибы по сравнению с вычисленными по линиям влияния.
В расчетах арок, являющихся сжатыми или сжато-
изогнутыми стержнями, важна проверка общей устой-
чивости, выполняемая по свободным длинам. Эти длины
равны: из плоскости арки — расстоянию между узлами
соответствующих связей; в плоскости арки для гибкой
арки — расстоянию между узлами примыкания стоек или
подвесок, соединяющих арку с балкой жесткости; в пло-
скости арки для жесткой арки — согласно книге [17].
23.2. КОНСТРУКЦИИ МОСТОВ С ГИБКИМИ АРКАМИ
ЦНИИпроектстальконструкцией разработана ориги-
нальная советская конструктивная форма автодорожных
и городских арочных мостов пролетами от 90 до 200 м
с гибкими арками Н-образного сечения, балками жест-
кости и железобетонной или ортотропной стальной пли-
той проезжей части (автор Г. Д. Попов). Такие мосты
построены через реки Обь в Новосибирске, Самару
в Куйбышеве, Чусовую в Чусовом, Арпу на курорте
Джермук в Армении, Старый Днепр в Запорожье.
Ущелье Арпы в Джермуке имеет при ширине около
120 м глубину более 70 м и крутые склоны, сложенные
базальтами (рис. 28.3). Возведение арочного моста при
таком характере перехода было весьма целесообразным.
Пролет моста через Арпу между шарнирами опор-
ных частей арок 116 м, стрелка арок 16,7 м, т. е.
(1/6,8) I, на каждом берегу имеется еще по три эстакад-
ных пролета, полная длина пролетного строения 168 м.
Длина панели между стойками надарочного строения
и эстакад равна 8 м. В поперечном сечении моста рас-
положены две главные фермы, расставленные на 8,1 м
при ширине проезда 10,5 м и двух тротуарах по 2,25 м.
Каждая главная ферма (из стали 15ХСНД) состоит из
40* — 627 —
Рис. 28.3. Схема моста через р. Арпу в Армении
клепаной арки и сварных стоек и балки жесткости. Стой-
ки, как и арки, имеют двухстенчатое Н-образное сечение,
балки жесткости — одностенчатое двутавровое сечение
высотой 1,8 м, т. е.
В проезжей части находится стальная ортотропная
плита своеобразной щитовой конструкции, опирающаяся
на балки жесткости и узлы двухконсольных решетчатых
поперечных связей, расставленных через 4 м. Плита
— 628 —
включена в совместную работу с балками жесткости
и поперечными фермами. Продольные связи полураскос-
ной схемы расположены между арками и на 0,2 м выше
нижних поясов балок жесткости. Основной вид монтаж-
ных соединений — заклепки. В ограниченном объеме
применены также высокопрочные болты и монтажная
сварка. Из условий перевозки по горным дорогам наи-
большая масса отправочной марки составляет 5 т, наи-
большая длина 10 м.
Полная масса металла с перилами и смотровыми при-
способлениями составляет 814,2 т, т.е. 298 кг/мг. Если
бы была применена железобетонная плита проезжей ча-
сти, то расход металла уменьшился бы на 145 т, но су-
щественно увеличилась бы стоимость моста с учетом
специфики возведения в горном районе. Монтаж осуще-
ствляли навесным способом с анкеровкой в устоях спе-
циальными тягами и постановкой между стойками над-
арочного строения временных раскосов.
Мост через Старый Днепр (рис. 28.4) перекрывает
русло с крутыми берегами высотой 30—50 м над уровнем
воды, сложенными прочными серыми гранитами, что
также определило целесообразность возведения арочно-
го моста. В поперечном сечении имеются 4 балки жест-
кости высотой 2,5 м, т.е. (‘МН объединенные со сбор-
ной железобетонной плитой проезжей части, и две арки
Н-образного сечения высотой 1,1 м. Расстояние между
арками — 7,5 м, т.е. (’/гвИ- Арки и расположенные в их
плоскостях стойки находятся в серединах между край-
ними и средними балками жесткости, стойки упираются
в высокие сплошностенчатые поперечные балки между
балками жесткости. В каждой панели через 4,27 м рас-
положены еще две фермы сквозных поперечных связей,
обеспечивающих устойчивость балок жесткости при
монтаже. Между арками и по низу балок жесткости на-
ходятся полураскосные продольные связи. Между стой-
ками связей нет, что придает мосту зрительную лег-
кость. Узлы арки расположены по окружности радиусом
190 м. Арка составлена из прямолинейных элементов
длиной 12,31 и 13,81 м. Наиболее мощное сечение балок
жесткости находится над концами арок.
Арки выполнены из стали марки 16Г2АФ, балки —
марки 10Г2С1Д, связи — марки М16С. Использовался
бетон класса ВЗО. Все стальные конструкции сварные,
монтажные соединения выполнены на высокопрочных
- 629 -
болтах диаметром 24 мм. Железобетон и сталь объеди-
нены жесткими упорами.
Расход металла на 1 м2 проезжей части составляет
365 кг (в эстакадах 201 кг), расход бетона — 0,163 м3.
Особенностью возведения является крупноблочный
монтаж стальных конструкций. Балки жесткости монти-
ровали укрупненными блоками длиной 64 м и массой до
106 т, арки — укрупненными блоками длиной в одну па-
нель и массой до 40 т, которые состоят из двух элемен-
тов арок, соединенных связями. Блоки балки жесткости
доставлялись баржей грузоподъемностью 1200 т и уста-
навливались шевр-краном. Балки жесткости опирались
на две временные опоры и получали выгиб поддомкрачи-
ванием с этих опор. Арки подвешивались к балкам же-
сткости, после замыкания всех стыков опускались на
опорные части и воспринимали нагрузку при удалении
временных опор под балками жесткости.
В железобетонной плите омоноличивали сначала
только поперечные швы и затем выполняли обжатие уси-
лием 24 000 кН, создаваемым двумя батареями домкра-
тов. Усилие обжатия воспринималось концевыми упор-
ными участками плиты, заблаговременно объединенны-
ми с балками жесткости. Обжатую плиту объединяли
с балками жесткости омоноличиванием продольных
швов, в которых находились упоры.
23.3. КОНСТРУКЦИИ МОСТОВ С ЖЕСТКИМИ АРКАМИ
В больших пролетах, характерных для арочных мос-
тов, сплошностенчатые жесткие арки имеют коробчатое
или трубчатое сечение. Характерны сварные двухстенча-
тые коробчатые сечения арок из четырех листов (рис.
28.5,а), обычно значительно превосходящие своими раз-
мерами сечения поясов балочных решетчатых ферм. Се-
чения таких арок полностью замкнутые, без перфораций,
внутри сечений обеспечивается проход для сварки, ок-
раски и обследований. В диафрагмах, необходимых для
обеспечения неизменяемости и устойчивости сечения,
устраивают соответствующие лазы шириной не менее
0,5 м.
На одном из бельгийских арочных мостов арки имеют
коробчатое сечение из двух разрезанных прокатных дву-
— 630 —
Рис. 28.5. Поперечные сечения жестких сплошностенчатых арок
тавров со вставками стенок (рис. 28.5,в). Двутавры со-
единены верхним покрывающим листом, продольной диа-
фрагмой в уровне примыкания связей и поперечными
диафрагмами.
Мост пролетом 330 м через водохранилище р. Влтавы
в Чехо-Словакии имеет клепано-сварное сечение арок
высотой 5 м (рис. 28.5,г). В основе сечения четыре свар-
ных тавра, соединенных клепаными поясными пакетами,
продольными стыковыми накладками и поперечными
диафрагмами. Устойчивость стенок, имеющих нехарак-
терную для арок очень малую толщину (14 мм), обеспе-
чена продольными ребрами жесткости.
Трубчатые сечения весьма рациональны для жестких
арок значительных пролетов. Согласно шведским экспе-
риментальным данным, давление ветра на трубчатую ар-
ку оказывается в 4 раза меньше, чем на коробчатую той
же высоты. На рис. 28.5, д показано поперечное сечение
арки моста Аскеро в Швеции пролетом около 280 м, раз-
рушенного в 1980 г. навалом судна.
- 631 —
Рис. 28.6. Надарочные строе-
ния мостов с жесткими арками
1 — стойка; 2 -* надарочиый про-
гон; 3 — поперечная балка, входя-
щая в состав надарочной попереч-
ной рамы; 4 — вспомогательная по-
перечная балка; 5 — продольная
балка проезжей части
Рис. 28.7. Узел прикрепления
стойки к коробчатой жесткой
арке
При пролетах менее 50—60 м (в общем не характер-
ных для арочных мостов) применяют одностенчатые
двутавровые жесткие арки без ребер жесткости (рис.
28.5, е). Вертикал такой арки, работающий преимущест-
венно на сжатие, должен иметь толщину около !/so высо-
ты сечения, т. е. значительно большую, чем в балках.
Надарочное строение моста с жесткими арками со-
стоит из стоек (при езде поверху), проезжей части и свя-
зей, причем в плоскости каждого ряда стоек обычно по-
мещают поперечную балку проезжей части. При не
слишком больших пролетах панель проезжей части мо-
жет быть равна панели между стойками, тогда на по-
перечные балки опираются продольные балки, несущие
плиту проезжей части или непосредственно полотно про-
езда. Верхние концы стоек соединяют надарочные про-
гоны.
В железнодорожных арочных мостах надарочные
прогоны являются самостоятельными элементами связей
(рис. 28.6, а). В автодорожных и городских мостах функ-
ции надарочных прогонов часто выполняют те продоль-
ные балки, которые расположены непосредственно над
арками (рис. 28.6,6).
При весьма больших панелях между стойками или
при проезжей части без продольных балок надарочные
прогоны являются элементами проезжей части или бал-
ки жесткости и несут вспомогательные поперечные бал-
ки (рис. 28.6,в), поддерживающие продольные балки
или непосредственно плиту проезжей части (рис. 28.6,г).
Надарочные прогоны, продольные балки и оба вида по-
— 633 —
перечных балок могут быть законструированы одинако-
вой высоты и расположены в одном уровне, образуя ба-
лочный ростверк (рис. 28.6, д). Если жесткость балоч-
ного ростверка, надарочных прогонов или продольных
балок соизмерима с жесткостью арок, то она должна учи-
тываться в расчетах восприятия изгибающих моментов
S-образного изгиба.
Ширина стойки обычно значительно меньше ширины
жесткой арки. Чаще всего стойки присоединяют к арке
фасонками, приваренными к верхнему поясу арки (рис.
28.7). В узле примыкания стойки в арке обычно имеется
поперечная диафрагма.
Монтажные стыки жестких арок устраивают вне уз-
лов примыкания стоек. Жесткие арки конструируют из
прямолинейных элементов с небольшими, незаметными
для глаза переломами в заводских и монтажных стыках.
При относительно небольших пролетах сплошностенча-
тые жесткие арки составляют из криволинейных элемен-
тов. Криволинейность резов кромок стенок усложняет
изготовление и приводит к дополнительным отходам ме-
талла.
В СССР в 50—60 гг. построено несколько мостов
с распорными сквозными арками, имеющими конструк-
цию, аналогичную показанной на рис. 28.6, со стандарт-
ной треугольной решеткой и узлами, расположенными
на концентрических окружностях. На некоторых мостах
(в частности, на мосту через р. Москву у с. Беседы с ез-
дой посередине) применены серповидные арки, но на
протяжении двух средних четвертей пролета арки имеют
стандартную конструкцию.
ГЛАВА 29. ВИСЯЧИЕ И ВАНТОВЫЕ МОСТЫ1
29.1. ПРИНЦИПИАЛЬНЫЕ ПОЛОЖЕНИЯ
И УСЛОВИЯ ПРИМЕНЕНИЯ
Висячими называют мосты, имеющие в основе конст-
рукции провисающие нити, т.е. растянутые элементы,
воспринимающие полезную поперечную нагрузку и име-
1 Глава 29 написана с использованием материалов М. М. Крав-
цова, В. М. Фридкина и В. Ю. Попова (ЦНИИпроектстальконст-
рукция).
— 634 -
Рис. 29.1. Провисающая нить и ванты как основные элементы вися-
чих и вантовых конструкций
ющие очертание, соответствующее или близкое очерта-
нию веревочной кривой от передающейся на нить по-
перечной нагрузки (рис. 29.1,а). Провисающую нить
в современных висячих мостах выполняют обычно в ви-
де кабеля. В недавнем прошлом строили также висячие
мосты с провисающей нитью в виде шарнирно-звеньевой
или стержневой цепи. В трубопроводных висячих мостах
небольшой ответственности трубу используют иногда
в качестве жесткой провисающей нити.
Вантовыми называют мосты, основу конструкции ко-
торых составляют ванты, т. е. гибкие растянутые стерж-
ни (рис. 29.1,6), не воспринимающие полезной попереч-
ной нагрузки и имеющие почти прямолинейную геомет-
рию (провисающие только от собственного веса).
Для изготовления растянутых несущих элементов
современных висячих и вантовых мостов (кабелей, вант
и подвесок) используют высокопрочную оцинкованную
проволоку (прочностью от 1200 до 1800 МПа). Ее при-
меняют в следующих изделиях (см. также п. 2.2): витые
стальные канаты, изготовляемые заводами метизной
промышлености; канаты (пучки) из параллельных про-
волок, изготовляемые в нашей стране пока на полигонах,
а в некоторых зарубежных странах — на заводах; про-
волока в бухтах, которая используется для прядения
в пролете кабеля, состоящего из параллельных проволок
(только в зарубежных странах).
В СССР для мостов применяют витые стальные ка-
наты, чаще всего спиральные закрытые, значительно ре-
же — спиральные из круглых проволок и двойной свивки
семипрядные (см. рис. 2.2). Они требуют обязательной
предварительной вытяжки перед установкой в конструк-
цию, но и после вытяжки их модуль упругости значитель-
но ниже, чем канатов из параллельных проволок (см.
п. 2.2). Однако применение для кабелей, вант и подве-
— 635 —
сок исходных элементов высокой заводской готовности
значительно уменьшает трудоемкость и сроки строи-
тельства висячих и вантовых мостов. Канаты из парал-
лельных высокопрочных проволок имеют модуль дефор-
маций 20-104 МПа и при организации изготовления их
на индустриальной основе будут широко применяться
в висячих и вантовых мостах.
Таким образом, для кабелей и вант прочность мате-
риала в несколько раз больше (и площадь поперечного
сечения соответственно меньше), а модуль упругости ни-
же, чем для элементов из обычной (низколегированной
или малоуглеродистой) стали. Следовательно, жест-
кость висячих и вантовых мостов оказывается значи-
тельно ниже жесткости других мостовых конструкций.
Жесткость дополнительно уменьшается для висячих
схем, обладающих кинематическими перемещениями
S-образного изгиба. Пониженная жесткость несколько
ограничивает применение висячих и вантовых мостов,
в частности, в качестве железнодорожных.
Жесткость висячего или вантового моста нужно ана-
лизировать не только с позиций обеспечения нормаль-
ной эксплуатации (допустимости прогибов, углов пере-
лома проезда и колебаний для полноценного выполнения
мостом транспортных функций), но и с позиций надеж-
ности— исключения опасности резонанса под подвиж-
нымй и ветровыми нагрузками и обеспечения аэродина-
мической устойчивости.
Толчком к развитию теории сопротивления висячих
и вантовых мостов ветровым воздействиям послужила
авария Такомского моста (США) пролетом 854 м
в 1940 г.; в настоящее время эта теория разработана до-
статочно полно. Согласно данной теории ширина вися-
чего или вантового моста в большинстве случаев не дол-
жна быть меньше ’До—’До большого пролета. При
необходимости иметь меньшую ширину (например, в тру-
бопроводных мостах) следует предусматривать раздель-
ные горизонтальные растяжки на берега или предвари-
тельно напряженную ветровую систему из двух кабелей,
заанкеренных на берегах (см. п. 29.5). Чтобы уменьшить
давление ветра, балку жесткости следует в ряде случа-
ев выполнять обтекаемой формы или сквозной из хоро-
шо обтекаемых трубчатых элементов. Полезно также
предусматривать сквозной настил или проемы между
балками жесткости и проезжей частью.
— 636 —
Рис. 29.2. Схемы поперечных сечений и пилонов висячих и вантовых
мостов
Для поперечных сечений висячих и вантовых мостов
характерны три компоновки: две вертикальные главные
(висячие или вантовые) фермы у краев проезжей части
(рис. 29.2,а); две наклонные главные фермы, расходя-
щиеся к краям проезжей части (рис. 29.2,6); одна (оди-
ночная или спаренная) вертикальная главная ферма над
разделительной полосой проезжей части (при балке же-
сткости, хорошо сопротивляющейся кручению, рис.
29.2, в).
Пилоны металлических висячих и вантовых мостов
могут быть и стальными, и железобетонными.
Характерные принципиальные схемы пилонов приве-
дены на рис. 29.2. П-образные и U-образные пилоны со-
ответствуют устройству двух вертикальных ферм, А-об-
разный пилон — двух наклонных или одной вертикальной
фермы, одностоечный и Х-образный пилон — одной вер-
тикальной фермы.
Для опирания конструкций висячего или вантового
моста на пилонную опору характерны четыре варианта:
1) на опору опирается пилон, несущий балку жесткости;
2) и пилон, и балка жесткости непосредственно опирают-
— 637 —
ся на опору; 3) на опору опирается балка жесткости, не-
сущая пилон, если предусмотрен монтаж продольной на-
движкой с использованием вант и пилона в качестве
шпренгеля; 4) балка жесткости подвешена к пилону ван-
тами и не имеет жесткого опирания на опору.
Преобладание растянутых элементов в главных фер-
мах и применение особо высокопрочной стали для кабе-
лей и вант обусловливает уменьшение расхода стали
в висячих и вантовых мостах по сравнению с другими
конструкциями металлических мостов и возможность
экономичного перекрытия самых больших пролетов —
1500 м и более для висячих мостов и примерно до 700 м
для вантовых мостов. Одна из особенностей висячих
и вантовых мостов состоит в том, что расход металла на
1 м или I м2 увеличивается с ростом пролета значитель-
но медленнее, чем для других видов металлических мо-
стов. Соответственно рациональность сооружения вися-
чих и вантовых мостов увеличивается с ростом пролета.
Однако применение висячих и вантовых мостов целе-
сообразно не только в самых больших пролетах. Вися-
чие мосты в горных и других труднодоступных районах
в ряде случаев оказываются незаменимыми в связи
с легкостью передачи кабеля с исходного берега на про-
тивоположный и возможностью использовать навешен-
ный кабель для монтажа остальных конструкций моста.
Висячие и вантовые мосты применимы для перекрытия
средних по величине пролетов без применения сварных
балок значительной высоты с использованием только
прокатных балок. В трубопроводных мостах висячие
и вантовые конструкции преобладают для всех пролетов
начиная с 40—60 м. Наконец, висячие и вантовые город-
ские мосты довольно часто применяют, руководствуясь
архитектурными требованиями. Диапазоны пролетов,
определяющие целесообразность применения висячих
и вантовых мостов различного назначения, приведены
в табл. 29.1.
Наиболее характерно применение висячих и ванто-
вых мостов все же для перекрытия больших пролетов,
превышающих 140—180 м, для которых экономические
и конструктивные преимущества перед применением ба-
лочных сплошностенчатых или решетчатых конструкций
становятся очевидными. Потребность в большепролет-
ных висячих и вантовых мостовых конструкциях возни-
кает соответственно в связи с особыми условиями судо-
— 638 —
Таблица 29.1. Диапазоны пролетов для висячих
и вантовых мостов
Конструкция Диапазоны пролетов, м, для мостов
автодорожного и городского пешеходного трубопроводного
Висячая 50—2000 40—500 40—1200
Вантовая 50—700 40—200 40—200
ходства, при пересечениях морских проливов, глубоких
ущелий, водохранилищ и устоев больших рек, при не-
устойчивых грунтах дна и большой глубине залегания
материковых пород.
29.2. СХЕМЫ И КОМПОНОВКА ВИСЯЧИХ МОСТОВ
Висячие мосты применяют в основном распорной (ви-
сячей) системы (рис. 29.3, с, б, г— н); висячие мосты
внешне безраспорной (балочной) системы (рис. 29.3, в)
в течение последних 25 лет практически вытеснены бо-
лее экономичными вантово-балочными мостами, появив-
шимися сравнительно недавно.
Схемы висячих мостов можно разделить на четыре
главные группы:
1) простые комбинированные висячие мосты (рис.
(рис. 29.3, а — в), которые представляют собой частный
случай простой комбинированной конструкции (см.
гл. 27), составляют классическое решение висячей мос-
товой конструкции, отличаются наличием балки жестко-
сти и вертикальных подвесок и отсутствием конструктив-
ных мер против S-образного изгиба;
2) комбинированные висячие мосты повышенной же-
сткости (рис. 29.3,а — и), которые отличаются наличием
балки жесткости, принятием конструктивных мер против
S-образного изгиба и большим разнообразием схем, при
этом некоторые из них находят широкое применение;
3) гибкие висячие мосты, отличающиеся отсутствием
балки жесткости (и жесткой провисающей нити) и пред-
ставляющие собой геометрически изменяемые конструк-
ции, на которых временные вертикальные нагрузки урав-
новешиваются в результате искажения геометрической
схемы. Имеют ограниченное применение, главным обра-
- 639 —
Рис. 29.3. Висячие мосты
зом для пешеходных мостов, причем в двух вариантах:
ленточном, когда прохожая часть уложена непосредст-
венно на кабели (рис. 29.3, к) и с вертикальными под-
весками, когда прохожая часть подвешена к кабелям
(рис. 29.3,л); если прохожая часть параллельна кабе-
лям, то они могут выполнять функции перил (рис.
29.3, м). Известны отдельные случаи применения гибких
висячих мостов (преимущественно временных) под авто-
мобильные нагрузки как в виде ленточных мостов (с ма-
лой стрелкой), так и мостов с вертикальными подвеска-
ми (при горизонтальной проезжей части);
4) мосты с жесткими провисающими нитями, имею-
щие ограниченное применение, в частности в некоторых
трубопроводных мостах, в которых функции жестких ни-
тей выполняют продуктопроводные трубы (рис. 29.3, н).
В некоторых случаях жесткая провисающая нить может
усиливаться гибкой провисающей нитью (кабелем). Аэ-
родинамическая устойчивость трубопроводных мостов
с жесткими провисающими нитями, вопросы выносливо-
сти колеблющихся напорных труб в местах их перегиба
и вопросы эксплуатации таких конструкций исследованы
пока недостаточно. Возможны автодорожные и пеше-
ходные ленточные висячие мосты с жесткими провисаю-
щими нитями в виде заанкеренных двутавров или плит.
— 640 —
Рис. 29.4. Схемы многопролетных висячих мостов
Простые комбинированные висячие мосты применя-
ют чаще всего в однопролетной или симметричной трех-
пролетной схеме (рис. 29.3, а, б). Соотношение Z©/Zo при-
нимают ’/5— ’/2- Боковые пролеты обычно подвешивают
к кабелям, но если /б</о/4, то подвесок на боковых про-
летах не делают, и кабели над ними превращаются
в ванты (оттяжки). Трехпролетные схемы с подвешива-
нием боковых пролетов к кабелям особенно характерны
для весьма больших пролетов.
Многопролетные схемы для висячих мостов нетипич-
ны. Для сооружения многопролетного моста можно объ-
единить массивной анкерной опорой обычные трехпро-
летные висячие схемы (рис. 29.4,а). На каждый боль-
шой пролет в таком мосту приходится два малых, что
редко бывает целесообразным по условиям перехода.
Перекрыть основную часть отверстия только большими
пролетами можно, применив развитые промежуточные
пилоны, воспринимающие односторонний распор (рис.
29.4,6), что, однако, резко увеличивает стоимость мос-
та. Для пролетов менее 200 м целесообразен многопро-
летный висячий мост с дополнителными горизонтальны-
ми вантами, связывающими вершины пилонов (рис.
29.4, в).
Рассмотрим компоновку однопролетных и трехпро-
летных простых комбинированных висячих мостов.
Размещать узлы кабеля целесообразно по параболе
как веревочной кривой от равномерно распределенной
нагрузки. Постоянная нагрузка в результате регулирова-
ния усилий при монтаже, как правило, полностью пере-
41—799
— 641 —
дается на кабель и не вызывает изгиба балки жесткости
(кроме местного изгиба между подвесками).
Стрела fo провеса кабеля в главном пролете целесо-
образна в пределах (Vs—Vi2)/o, для боковых пролетов
где 9о и qc — постоянные погонные нагрузки главного и бокового
пролетов.
Если желательны одинаковые сечения кабеля и от-
тяжек, то должны быть одинаковы углы ф0 наклона
к горизонту оттяжки и кабеля у пилона, причем <ро=
=4fo//o- Выгодна более крутая оттяжка, наклоненная
под углом 30—40° к горизонту, но это требует изменения
сечения кабеля над пилоном. Угол наклона оттяжки
может определяться и местными условиями.
Целесообразно принимать высоту, м, простой сплош-
ностенчатой или решетчатой балки жесткости /гж =
=/0/100+0,5. При принятии мер для улучшения обте-
кания балки жесткости ветром Аж уменьшают на 15—
20%, а при полностью обтекаемой коробчатой балке
жесткости может быть от /о/25О до /о/ЗОО (при /о до
600 м).
Невыгодным для балки жесткости является загруже-
ние временной нагрузкой 0,4—0,5 главного пролета. При
этом наибольшие положительные изгибающие моменты
и прогибы возникают вблизи четверти пролета (в сече-
нии 0,2—0,23/), а вблизи противоположной четверти
пролета возникают отрицательные изгибающие момен-
ты и выгибы — происходит S-образный изгиб.
Расстояние от верха балки жесткости до кабеля
в середине пролета назначают ho= (O,O5...O,l)fo, но не
менее 2,5 м.
Соответственно высота пилона от низа балки жест-
кости
+ = /о + Ло + йж + /о/2ОО,
где Zo/2OO — строительный подъем балки жесткости с учетом ползу-
чести стальных канатов.
Размер вдоль моста сечения пилона у его основания
следует принимать V25—7з5 высоты пилона.
Рассмотрим далее схемы и компоновку комбиниро-
ванных висячих мостов повышенной жесткости. Цель
применения комбинированных висячих конструкций по-
- 642 —
вишенной жесткости, в значительной степени освобож-
денных от S-образного изгиба, состоит в экономии стали
в связи с получением легкой балки жесткости и в суще-
ственном повышении аэродинамической устойчивости
при одновременном уменьшении прогибов. Эти преиму-
щества достигаются ценой некоторых усложнений кон-
струкций и монтажных операций.
Простейшая висячая схема повышенной жесткости
с закреплением кабеля за балку жесткости в середине
пролета, препятствующим горизонтальным смещениям
кабеля относительно балки жесткости, неизбежным при
S-образном изгибе, показана на рис. 29.3, г. Высота пи-
лонов уменьшается на ho по сравнению с простой ком-
бинированной висячей схемой. Недостаток конструк-
ции — передача на балку жесткости значительной части
распора при несимметричном загружении, что требует
серьезного усиления горизонтальных закреплений балки
жесткости на неподвижной опоре — вплоть до устройст-
ва так называемого третьего анкера.
Широкое распространение в СССР и за рубежом по-
лучила за последние 25—30 лет висячая схема с наклон-
ными подвесками, образующими вантовую решетку (рис.
29.3,3). Схема является разновидностью решетчатых
комбинированных конструкций. Она была впервые пред-
ложена советским инженером Я. А. Осташевским
в 1940 г. и исследована в нашей стране Н. Н. Стрелец-
ким и Э. Я. Слонимом. Применяются однопролетные,
трехпролетные и иногда двухпролетные схемы.
Высота h0 в схеме с наклонными подвесками назна-
чается ('/40—'До)/о, т. е. существенно больше, чем при
вертикальных подвесках. Балку жесткости при наклон-
ных подвесках можно принимать существенно ниже, чем
при вертикальных подвесках. Полностью обтекаемая
коробчатая балка жесткости может быть высотой
/о/300—Zo/350 при пролетах около 1000 м.
Недостаток схемы с наклонными подвесками — воз-
можность выключения некоторых вант (подвесок) из
работы под интенсивными временными нагрузками. При
выключении некоторых вант из работы увеличиваются
прогибы и изгибающие моменты в балке жесткости, од-
нако они остаются все же существенно меньшими, чем
при вертикальных подвесках. Регулированием усилий
и варьированием геометрии решетки при проектирова-
нии часто удается обеспечить работу всех вант при са-
41*
— 643 —
мых невыгодных положениях временной нагрузки. Од-
нако степень переменности усилий в вантах решетки ос-
тается высокой (даже под нормативными нагрузками),
что приводит иногда к увеличению сечений вант из ус-
ловий выносливости.
Видоизменением схемы с наклонными подвесками
является двухпоясная схема (см. рис. 29.3, е), характе-
ризующаяся наличием предварительно напряженного
и заанкеренного на берегах нижнего кабеля, имеющего
небольшую обратную стрелку. Балка жесткости подве-
шена к узлам нижнего кабеля или свободно оперта на
поперечные балки, соединяющие эти узлы. Предвари-
тельное напряжение уменьшает переменность усилий
в вантах решетки и увеличивает их стойкость против
выключения из работы.
. Схемы, показанные на рис. 29.3, ж и з, в которых со-
четаются вертикальные подвески и ванты жесткости,
представляют в настоящее время лишь исторический ин-
терес, хотя и применяются при усилении простых комби-
нированных висячих мостов. Двухкабельная схема, при-
веденная на рис. 29.3, и, предложена в 30-х годах совет-
ским инженером С. А. Цаплиным. Она обладает
большой жесткостью и обеспечивает многократное
уменьшение изгибающих моментов в балке жесткости
по сравнению с простой комбинированной висячей схе-
мой, поскольку каждый ее кабель близок к веревочной
кривой при загружении половины пролета, что устраня-
ет S-образный изгиб, но в связи со сложностью монтажа
и увеличенным числом узлов она больше не применя-
ется.
Таким образом, наибольший практический интерес
представляют простая комбинированная висячая схема
и схемы повышенной жесткости, приведенные на рис.
29.3, а — е. Простая комбинированная висячая схема
может применяться в полном диапазоне пролетов и в
мостах любого назначения (см. табл. 29.1), однако при
пролетах свыше 150—200 м в ряде случаев условия аэ-
родинамической устойчивости и экономические сообра-
жения вынуждают отдавать предпочтение схемам повы-
шенной жесткости. Схема с закреплением кабеля за бал-
ку жесткости может быть рациональна при пролетах
150—600 м, схема с наклонными подвесками—при про-
летах 150—1500 м и более.
Простая комбинированная висячая схема целесооб-
— 644 -
Рис. 29.5. Схемы распорных вантовых мостов
разна в трубопроводных мостах при пролетах до 300.
а иногда и до 500 м. Для трубопроводных мостов боль-
ших пролетов следует применять схему с наклонными
подвесками.
29.3. СХЕМЫ И КОМПОНОВКА ВАНТОВЫХ МОСТОВ
Схемы вантовых мостов можно разделить на три ос-
новные группы: 1) распорные вантовые; 2) вантово-ба-
лочные; 3) балочные с вантовым шпренгелем.
Распорные вантовые мосты (висячей системы) отли-
чаются большим разнообразием схем, примеры которых
представлены на рис. 29.5. Эти схемы могут быть реа-
лизованы и с балкой жесткости, и с гибкой проезжей
частью (без стыкования продольных балок над разме-
щенными в узлах примыкания вант поперечными балка-
ми). В последнем случае расчетные схемы имеют в этих
узлах шарниры, и рассматриваемые вантовые схемы
статически определимы. При этом все ванты всегда дол-
жны быть растянуты. В схемах г — е линии влияния уси-
лий в некоторых вантах двузначны, и поскольку при
гибкой проезжей части выключение хотя бы одной ван-
- 645 —
ты из работы вызывает потерю неизменяемости, надеж-
ность этих схем требует достаточно интенсивной посто-
янной нагрузки. Коэффициент надежности против по-
тери неизменяемости принимается здесь равным 1,2.
Схемы а, б отличаются простотой и имеют некоторое
применение в относительно небольших пролетах, когда
заранее установленные пилоны удобно использовать для
надвижки балок. Однако в большинстве случаев простая
комбинированная висячая конструкция в аналогичных
условиях оказывается более целесообразной. Примене-
ние схем а, б без балки жесткости невыгодно, так как
требует весьма мощного продольного закрепления про-
езжей части.
Схемы в — е позволяют получить легкое и относи-
тельно жесткое (по сравнению с простой комбинирован-
ной висячей конструкцией) пролетное строение без бал-
ки жесткости. Однако в связи с большим числом узлов
вант и сложностью монтажа эти схемы применять пе-
рестали.
Вантово-балочные мосты (рис. 29.6) — новая быстро-
развивающаяся прогрессивная конструктивная форма.
Эти мосты в основном внешне безраспорны (имеют ба-
лочную систему, иногда с элементами рамной системы)
и характеризуются наличием балки жесткости (обычно
неразрезной), поддерживаемой вантами и воспринима-
ющей сжимающие усилия на расположенных под ванта-
ми участках. Вантово-балочные схемы применяют чаще
всего с двумя или тремя существенно неодинаковыми
пролетами; они могут быть использованы и для пере-
крытия большого пролета многопролетного моста (см.
рис. 23.1,5). Пилоны (два или один) располагают над
промежуточными опорами.
При заданном размере большого пролета и возмож-
ности оптимальной трехпролетной схемы двухпилонная
вантово-балочная схема (рис. 29.6, а — д) экономичнее
однопилонной (рис. 29.6, е — з). Рациональное соотно-
шение пролетов в двухпилонной трехпролетной схеме
находится в пределах от 1:2:1 до 1:3:1. Однопилон-
ная вантово-балочная схема может быть оправдана ар-
хитектурными соображениями, необходимостью двух
больших неодинаковых или одинаковых судоходных про-
летов и в некоторых других специфических случаях.
По расположению вант различают следующие основ-
ные вантово-балочные схемы (рис. 29.6): радиальную
— 646 —
Рис, 29.6. Схемы вантово-балочных мостов
а — радиальная; б~~г, е — ярусно-расходящаяся; д — ярусно-параллельная;
ж — ярусно-сходящаяся; а —комбинация ярусных сходящейся и расходящей-
ся схем
(пучок), ярусно-расходящуюся (веер), ярусно-парал-
лельную (арфа), ярусно-сходящуюся (звезда). У каж-
дой схемы есть преимущества и недостатки, возможны
комбинации этих схем [10]. Наибольшее распространение
в настоящее время имеют ярусно-расходящаяся и ярус-
- 647 -
но-параллельная схемы. В последние годы сооружено
много мостов ярусно-расходящейся и ярусно-параллель-
ной схем с большим числом вант — иногда из расчета
поддержания постоянными вантами каждого блока бал-
ки жесткости при навесном монтаже. Такие схемы назы-
вают многовантовыми (см. рис. 29.6,в,г); основное их
преимущество — простота крепления вант к балке жест-
кости и к пилону. В схеме по рис. 29.6, г балка жестко-
сти для уменьшения возникающих в ней отрицательных
изгибающих моментов не опирается на жесткие проме-
жуточные опоры, а подвешена к пилонам вантами, т. е.
имеет у пилонов податливые опоры.
Высоту пилона в двухпилонных вантово-балочных
схемах назначают в пределах (’А—а в однопилон-
ных вантово-балочных схемах — около ’/зА- Желатель-
ны углы наклона вант к балке жесткости не менее 25°.
Длина панели между узлами примыкания вант может
изменяться в широких пределах. При увеличении числа
панелей в главном пролете с 2 до 6 с соответствующим
уменьшением длин панелей изгибающие моменты в бал-
ке жесткости существенно уменьшаются, а при числе
панелей 6 и более мало зависят от длины панели. В двух-
пилонных схемах с небольшим числом вант длину сред-
ней панели в главном пролете рекомендуется принимать
на 20—25 % больше длины каждой из остальных пане-
лей.
Высота балки жесткости целесообразна в пределах
от VsoA (при малом числе вант и небольших пролетах)
до 715оА (при большом числе вант и больших пролетах).
Диапазоны пролетов, в которых рационально приме-
нение вантово-балочных мостов различного назначения
и с различными конструкциями балок жесткости, приве-
дены в табл. 29.2.
Таблица 29.2. Диапазоны пролетов для различных конструкций
балок жесткости в вантово-балочных мостах
Конструкция балки жесткости Диапазоны пролетов, м, для мостов
автодорожного и городского пешеходного трубопровод- ного
Двутавровая 50—250 40—200 40—200
Коробчатая 150—700 60—200 —
Продуктопроводная тру- ба —- 40—120
— 648 —
Вантово-балочные мосты в указанных диапазонах
пролетов целесообразны, если по местным условиям уст-
ройство анкеров, необходимых для распорного висячего
моста, оказывается невыгодным. Практически в этих
диапазонах пролетов вантово-балочные автодорожные
и городские мосты применяют сейчас чаще, чем распор-
ные висячие.
Пролетные строения с вантовым шпренгелем (тре-
угольным, трапециевидным или иной формы) представ-
ляют собой предварительно напряженные конструкции,
чаще всего с ездой поверху, балочно-разрезной системы.
29.4. ОСОБЕННОСТИ РАСЧЕТОВ ВИСЯЧИХ
И ВАНТОВЫХ МОСТОВ
Расчеты висячих и вантовых конструкций имеют ряд
специфических особенностей, которые связаны со значи-
тельной геометрической нелинейностью работы (преж-
де всего распорных конструкций, подверженных кинема-
тическим перемещениям S-образного изгиба), выбыва-
нием из работы некоторых вант при отдельных
загружениях некоторых схем (так называемая конст-
руктивная нелинейность), повышенной значимостью
предварительного напряжения и регулирования, специ-
фическими условиями устойчивости пилонов, важностью
вопросов аэродинамической устойчивости и восприятия
ветровых и сейсмических воздействий, использованием
высокопрочных стальных элементов в виде витых сталь-
ных канатов или пучков параллельных проволок. Глав-
ные расчетные параметры витых стальных канатов и пуч-
ков параллельных проволок (модули упругости и рас-
четные сопротивления) приведены в п. 2.2. Применяемые
в мостах (кроме трубопроводных) стальные канаты дол-
жны быть проверены на выносливость по действующим
нормам.
Для предварительных расчетов простого комбиниро-
ванного висячего моста (см. рис. 29.3, а, б) сечение бал-
ки жесткости высотой, определенной согласно п. 29.2,
может быть подобрано по наибольшему изгибающему
моменту в четверти пролета, определяемому по следу-
ющим формулам:
для пролетов /о =150 м и менее
М = pl^/60, (29.1)
— 649 —
для пролетов 10=500 м и более
Л4=р^/100, (29.2)
где р — временная погонная вертикальная нагрузка со всеми коэф-
фициентами для расчетов на прочность при длине загружения /0/2.
При определении расхода металла и постоянной на-
грузки следует учитывать конструктивный коэффициент
балки жесткости ф= 1,5...1,7.
Площади поперечного сечения кабеля и подвески
принимаются ориентировочно по формулам:
Лп=(9-ЬРоМ/Яп. (29.4)
где <7 и ро — постоянная и временная нагрузки для расчетов на проч-
ность при длине загружения l0; RK и /?п — расчетные сопротивления
кабеля и подвески; fo —стрелка провеса кабеля; d — длина панели.
Постоянная нагрузка обычно полностью передается
на кабель, и изгибающие моменты в балке жесткости от
постоянной нагрузки соответствуют неразрезной балке
с пролетами d на жестких опорах. Временной нагрузкой
загружают половину пролета /о, весь пролет /о и боко-
вой пролет (в трехпролетных мостах).
Расчеты на временную нагрузку можно выполнять
методом сил с принятием за неизвестное распора (и опор-
ных изгибающих моментов в балке жесткости в трехпро-
летных мостах). К полученным изгибающим моментам
и прогибам вводят уменьшающие коэффициенты т, учи-
тывающие геометрическую нелинейность работы и при-
нимаемые по рис. 29.7 в зависимости от коэффициента
деформативности
[ж 10У~Й7Ё),
где
«= ['Ж)] (« + ОД'0);
здесь Gp — вес временной нагрузки (с расчетными коэффициента-
ми), находящейся на пролете.
Уменьшение распора в результате геометрической не-
линейности [выражаемое коэффициентом тн — fo/(fo+
-Ьт]),гдет] — прогиб в середине пролета] незначительно.
Коэффициент свободной длины для расчета устойчи-
вости пилона, жестко защемленного нижним концом,
— 650 —
Рис. 29.7. Коэффициенты т
геометрической нелинейности
работы простой комбинирован-
ной висячей конструкции
7 — для изгибающего момента в
четверти пролета; 2 — то же, в се-
редине пролета; 3 — для прогиба в
четверти пролета; 4 — то же, в се-
редине пролета
можно принять равным 0,7 (в плоскости висячей фермы).
Уточненные расчеты висячих мостов выполняют на
ЭВМ по пространственным расчетным моделям с деталь-
ным учетом геометрической нелинейности работы.
Для предварительных расчетов висячего моста с го-
ризонтальным закреплением кабеля за балку жесткости
в середине пролета (см. рис. 29.3, г) сечение балки же-
сткости может быть подобрано по изгибающему моменту
в четверти пролета, уменьшенному на 25 % по сравне-
нию с моментом по формулам (29.1) и (29.2) для про-
стой комбинированной висячей конструкции, а площадь
поперечного сечения кабеля — такой же, как в простой
комбинированной висячей конструкции, т. е. по формуле
(29.3). Второй этап расчета рекомендуется выполнять
по аналогичной упрощенной расчетной схеме и на те же
загружения, что и для простой комбинированной конст-
рукции, но за неизвестные метода сил удобно прини-
мать горизонтальные усилия между половиной кабеля
(левой или правой) и балкой жесткости. Коэффициент
геометрической нелинейности для изгибающих момен-
тов и прогибов рекомендуется принимать для любого по-
перечного сечения и любого расположения временной
нагрузки по рис. 29.7 как для середины пролета при за-
гружении временной нагрузкой всего пролета.
Для расчета висячей конструкции с наклонными под-
— 651 —
весками (см. рис. 29.3, д) в первом приближении зада-
ются следующими сечениями ее элементов:
для кабеля — как для простой комбинированной ви-
сячей конструкции, т.е. по формуле (29.3); временную
нагрузку в этой формуле можно умножить на 0,8, если
заведомо известно, что не будет регулирования усилий
против выключения подвесок;
для балки жесткости — из условия восприятия ею
при принятой высоте сечения положительного изгиба-
ющего момента 1,2Л4Р4-0,5Л17, где Мр и Mq — изгибаю-
щие моменты соответственно от временной и постоянной
нагрузок в неразрезной балке с пролетом, равным дли-
не панели;
для наклонных подвесок — из условия восприятия
местной временной нагрузки одной из двух подвесок,
подходящих к каждому узлу; все сечения наклонных
подвесок назначают первоначально одинаковыми.
Расчеты целесообразно выполнять на ЭВМ последо-
вательными приближениями с учетом геометрической
и конструктивной нелинейности работы. Осевыми де-
формациями пилонов пренебрегают. Конструктивная не-
линейность определяется выключением из работы тех
наклонных подвесок, в которых при расчете получаются
сжимающие усилия. В ходе расчетов корректируются
предварительное напряжение фермы, ее геометрия, се-
чения элементов. Допускать выключение из работы не-
которых наклонных подвесок под нормативными нагруз-
ками, как правило, не следует.
Для вантово-балочных мостов (см. рис. 29.6) предва-
рительные сечения вант можно назначать по усилиям,
соответствующим расчетной схеме с шарнирами в узлах
крепления вант к балке жесткости. Предварительное
сечение балки жесткости при высоте, соответствующей
данным п. 29.3, назначают из условия восприятия изги-
бающего момента
М = pl^/s + <?d2/20, (29.5)
где р — временная погонная вертикальная нагрузка для расчетов на
прочность при длине загружения lo/2; q — постоянная погонная на-
грузка для расчетов на прочность; d — наибольшая длина панели
между узлами опирания балки жесткости на ванты (или опору);
s — делитель, равный при двухпилонной обычной-схеме 150, при
многовантовой 180, при однопилонной обычной схеме 120, при мно-
говантовой 150.
Достоверных в значительной степени упрощенных
— 652 —
приемов приближенных расчетов вантово-балочных кон-
струкций практически не существует.
Необходимо учитывать влияние провисаний вант от
собственного веса на осевую (продольную) их жесткость.
Учет этот выполняют умножением действительной пло-
щади Лв поперечного сечения ванты на коэффициент
V - 3 // О 9\ ’ ' °'
где q* — вес единицы длины ванты; 1Г — длина горизонтальной про-
екции ванты; Е3— модуль упругости прямолинейной ванты; S2nS]—
исходное и конечное ожидаемые усилия в ванте.
При ярусных схемах расположения вант необходимо
учитывать реальную жесткость на изгиб пилона в плос-
кости фермы и наличие защемлений его промежуточной
опорой или балкой жесткости. Гибкость (свободную дли-
ну) пилона для расчета его устойчивости в плоскости
вантовой фермы при ярусной схеме можно определить
по соответствующим справочникам как для стержня
с переменной по длине продольной силой и с имеющи-
мися в конструкции жесткими или упругими закрепле-
ниями. В отношении упругих закреплений пилона ван-
тами, примыкающими к нему, можно учитывать только
ванту, соединяющую пилон с жесткой точкой (или опо-
рой).
Натяжения вант от постоянных нагрузок принимают
первоначально такими, чтобы получить в балке жестко-
сти эпюру изгибающих моментов от постоянных нагру-
зок. как в неразрезной балке на жестких опорах. Расче-
ты на временные нагрузки дают свои усилия в вантах
и эпюры изгибающих моментов. Анализ эпюр может
показать целесообразность иного распределения усилий
в Вантах от постоянных нагрузок. Возможны и оптими-
зационные расчеты.
В результате приближенных расчетов получают уточ-
ненные сечения элементов вантово-балочной конструк-
ции и параметры ее регулирования, а также прогибы от
временной нагрузки.
Уточненные расчеты вантовых мостовых конструкций
всех видов проводятся или по пространственной расчет-
ной модели, или по плоским расчетным моделям с учетом
совместной работы частей пролетного строения. При-
менение пространственной расчетной модели обязатель-
но при наличии одной висячей или вантовой главной фер-
— 653 —
мы и интенсивной работе балки жесткости на кручение,
весьма желательно при расположении двух висячих или
вантовых ферм в наклонных плоскостях и может быть
целесообразным в других конструкциях. Возможно со-
четание плоской и пространственной расчетной моделей,
когда расчет на симметричную относительно оси моста
нагрузку выполняют по плоской модели, а на кососим-
метричную нагрузку (на кручение) — по пространствен-
ной модели.
Расчеты состоят из следующих составных частей: рас-
четы так называемого исходного состояния (непосредст-
венно после окончания монтажа) —определение усилий
и деформаций от постоянных нагрузок, включая пред-
варительное напряжение и регулирование; расчеты экс-
плуатационных состояний — определение усилий, напря-
жений и деформаций с учетом временных нагрузок и воз-
действий в различных сочетаниях, а также ползучести
высокопрочных элементов, и проверка конструкции по
различным предельным состояниям; расчеты монтажных
состояний, выполняемые от исходного состояния в после-
довательности, обратной последовательности при мон-
таже.
Расчеты целесообразно выполнять на ЭВМ с реше-
нием статически неопределимой задачи методом пере-
мещений при итерационном учете геометрической нели-
нейности [23, 24].
Для расчетов на временную вертикальную нагрузку
сначала вычисляют линии влияния усилий и прогибов
для упругой линейно работающей конструкции, т. е. без
учета геометрической и конструктивной нелинейности,
загружают эти линии влияния невыгодным образом и по-
лучают огибающие эпюры силовых факторов от расчет-
ных нагрузок и прогибов от нормативных нагрузок. Ес-
ли выявлено выбывание некоторых гибких элементов из
работы, строят и загружают необходимые линии влия-
ния в соответствующих рабочих схемах, лишенных вы-
бывающих элементов. Затем для элементов и сечений,
лимитирующих конструкцию, выполняют итерационные
расчеты с учетом геометрической нелинейности, прини-
мая установки временной нагрузки невыгодными по ли-
ниям влияния. Необходимое число итераций обычно не
превосходит одной-двух. Уточненные значения силовых
факторов и прогибов используют для проверок конст-
рукции по предельным состояниям.
— 654 —
Расчет методом перемещений с учетом геометриче-
ской нелинейности используют также для проверки об-
щей устойчивости висячей или вантовой конструкции,
т. е. уточненных проверок устойчивости пилонов и устой-
чивости сжато-изогнутых участков балки жесткости. При
проверке устойчивости пилона в плоскости вантовой
фермы учитывают так называемый следящий эффект,
что выражается в добавлении в голове пилона горизон-
тальной поперечной упруго-податливой опоры.
Весьма ответственны расчеты, гарантирующие проч-
ность, устойчивость и жесткость висячих и вантовых
мостов при ветровых воздействиях. Для выполнения их
необходимо знать следующие специфические парамет-
ры: скоростной напор ветра, принимаемый в зависимости
от района строительства и особенностей расположения
сооружения; аэродинамические коэффициенты, учиты-
вающие особенности обтекания ветром элементов конст-
рукции в зависимости от их формы и взаимного распо-
ложения [14]; формы (до трех-четырех форм) и соответ-
ствующие частоты вертикальных, горизонтальных
крутильных и иногда пространственных свободных ко-
лебаний, определяемые методами динамики сооружений
[181; логарифмические декременты затухания колебаний,
характеризующие демпфирующие свойства колеблюще-
гося в ветровом потоке сооружения (степень затухания
колебаний) и получаемые обобщением соответствующих
измерений на натурных сооружениях [5].
Под статическим горизонтальным давлением (скоро-
стным напором) ветра проверяется прочность продоль-
ных связей или выполняющих их функции конструкций,
.а также ветровых систем трубопроводных мостов.
Воздействия порывов (пульсаций) ветра и соответст-
вующие колебания сооружения вдоль потока учитыва-
ются в расчетах вычислением дополнительной статиче-
ской ветровой нагрузки, интенсивность которой зависит
от динамических характеристик сооружения [14].
Расчетом на дивергенцию [2, 3] проверяется статиче-
ская устойчивость балки жесткости в ветровом потоке.
Опасность потери устойчивости (отчасти сходной с поте-
рей устойчивости плоской формы изгиба обычной бал-
кой) возникает в связи с тем, что при достижении гори-
зонтальным ветром некоторой критической скорости при
случайном угле закручивания балки жесткости возни-
кает аэродинамический крутящий момент, который не
— 655 —
может быть уравновешен упругим сопротивлением кон-
струкции кручению.
Особого внимания требуют проверки аэродинамиче-
ской устойчивости висячего или вантового моста, преду-
сматривающие, в частности, анализ следующих явлений
аэродинамической неустойчивости.
Ветровой резонанс в виде установившихся колебаний
поперек потока возникает у балки, пилона, ванты при
определенных скоростях ветра вследствие периодическо-
го срыва вихрей поочередно с противоположных кромок
элемента в случае близости частоты срыва вихрей к од-
ной из первых собственных частот конструкции или ее
элемента. Амплитуда колебаний при ветровом резонансе
зависит от формы и жесткости элемента конструкции
и логарифмического декремента затухания колеба^
ний [5].
Галопирование — нарастающие вертикальные колеба-
ния балки жесткости, возникающие при действии ветра
на плохо обтекаемую (с «угловыми точками») конструк-
цию вследствие переменности «угла атаки» и соответст-
венно подъемной силы ветра, получающейся при геомет-
рическом сложении векторов горизонтальной скорости
ветра и переменных вертикальных скоростей колеблю-
щейся балки [2, 3].
Изгибно-крутильный флаттер — нарастающие во вре-
мени взаимосвязанные изгибные и крутильные колеба-
ния, которые могут возникнуть при несовпадении
центра изгиба сечения с центром приложения аэродина-
мических сил и при достижении ветром некоторой кри-
тической скорости [2, 3].
Явления аэродинамической неустойчивости в началь-
ной стадии ведут к нарушению нормальной эксплуатации,
а при развитии — к разрушению конструкции вследствие
малоцикловой усталости или выпучиваний ответственных
элементов.
29.5. КОНСТРУКЦИИ ВИСЯЧИХ И ВАНТОВЫХ МОСТОВ
Гибкие высокопрочные элементы современных вися-
чих и вантовых мостов образуются из так называемых
канатных элементов.
Канатный элемент — стальной канат (витой канат
или пучок параллельных проволок), снабженный кон-
цевыми закреплениями. Концевые закрепления в вися-
— 656 —
чих и вантовых мостах применяют чаще всего в виде
канатных втулок с заливкой загнутых или расплющен-
ных проволок распущенного конца каната цинковым
сплавом (см. рис. 2.2) или специальным эпоксидным кле-
ем с наполнителем. При изготовлении канатного элемен-
та из витого каната его подвергают предварительной
вытяжке на стенде.
Для закрепления канатных элементов в конструкции
после их натяжения и получения требуемых рабочих
длин канатных элементов при больших усилиях исполь-
зуют закладные вилкообразные шайбы, устанавливае-
мые между торцом канатной втулки и опорной конструк-
цией, а при меньших усилиях — стопорные муфты с тра-
пециевидной резьбой, навинчиваемые на канатные
втулки, контргайки на винтовых тягах, специальные вин-
товые стяжки. В анкерах большепролетных висячих мо-
стов, в которых при значительных усилиях возникает
необходимость большого хода натяжения канатов, при-
меняют нониусные анкерно-натяжные устройства.
Различают несколько видов конструкций гибких вы-
сокопрочных элементов висячих и вантовых мостов.
Одиночные канатные элементы применяют при отно-
сительно небольших расчетных усилиях (например, в ка-
белях и вантах пешеходных и трубопроводных мостов
относительно небольших пролетов, в вертикальных и на-
клонных подвесках, для вант многовантовых мостов).
Раздельные канаты (рис. 29.8, а) с расположением их
в один или несколько рядов при оставлении между каж-
дыми двумя канатами просвета, достаточного для вос-
становления антикоррозионной защиты, характерны для
вант и кабелей с числом канатов 8—10 при одном ряде
и большим числом канатов при нескольких рядах. Ряды
могут быть горизонтальными, вертикальными и с пере-
менным по длине наклоном1, когда у опирания на пилон
ряд горизонтален, а у примыкания к балке жесткости —
вертикален (рис.29.8,б),что дает конструктивно весьма
рациональное решение, при котором ванта как бы за-
кручивается на 90° по своей длине. Чтобы не происхо-
дило соударений канатов при колебании, применя-
ются специальные сжимы-распорки.
Компактные пучки канатов могут быть различного
1 Предложение Л. Н. Подольцева (Мостострой № 6) и Ю. Л.
Граусмана (ЦНИИпроектстальконструкция).
42—799
— 657 —
Рис. 29.8. Примеры гибких высокопрочных элементов
а — поперечные сечения элементов из раздельных канатов; б — то же, в виде
компактных пучков канатов; р, — рациональная конструкция ванты 'из раз-
дельных канатов
поперечного сечения (рис. 29.8,6), чаще всего — шести-
угольного. Число канатов в шестиугольном пучке может
быть равно 7, 19, 37, 61, 91. У концевых закреплений
компактный пучок канатов распускают на раздельные
канаты. Компактный пучок канатов должен иметь оплет-
ку, обеспечивающую сохранение пучком проектной фор-
мы и улучшающую антикоррозионную защиту.
Изготовляемые прядением в пролете компактные
пучки большого числа параллельных проволок применя-
ют за рубежом для кабелей автодорожных, городских и
совмещенных висячих мостов больших пролетов (более
700 м). Поперечные сечения таких кабелей — круглые
или шестиугольные. Этот вид конструкции кабеля требу-
ет специального оборудования. После окончания пряде-
ния кабеля его опрессовывают в поперечном направле-
нии и проволоки объединяют обмоткой.
Наибольшее распространение имеют конструкции
вант и кабелей из раздельных канатов и в виде компакт-
— 658 —
них пучков канатов. Последние имеют лучшие аэроди-
намические характеристики и не требуют постановки
специальных сжимов-распорок. Преимущества раздель-
ных канатов состоят в более простых конструкциях уз-
лов опирания на пилон и примыкания к балке жесткости,
возможности более точного регулирования усилия в каж-
дом канате и даже смены отдельных канатов, а также
монтажа без рабочих мостиков, необходимых для фор-
мирования компактных пучков канатов.
Узлы крепления подвесок к кабелю обжимают ка-
бель и обеспечивают сохранение формы и размеров его
поперечного сечения. На рис. 29.9, а показан узел креп-
ления вертикальной подвески к кабелю из раздельных
канатов, расположенных в один ряд. Чтобы все узлы
при наклонных подвесках были одинаковыми, целесооб-
разно проушины подвесок надевать на один штырь, рас-
положенный в геометрическом центре узла между кана-
тами кабеля1 (рис. 29.9,6). При использовании кабеля
в виде компактного пучка канатов применяют обычно
мощные стальные литые стяжные муфты, имеющие фа-
сонки с отверстиями для штырей крепления подвесок
(рис. 29.9,0). Длину узлов назначают из условия полу-
чения допустимой интенсивности поперечного обжатия
канатов при суммарном усилии натяжения болтов, до-
статочном для передачи силами трения сдвигающего
усилия, действующего вдоль кабеля.
Для обеспечения проектного расстояния между уз-
лами крепления подвесок часто применяют короткие
дистанционные канатные элементы, располагаемые па-
раллельно кабелю и снабженные проушинами, крепящи-
мися к фасонкам соседних узлов (см. рис. 29.15,6).
Балки жесткости висячих и вантовых мостов приме-
няют двутавровые сплошностенчатые, двутавровые
сквозные (получаемые фигурной разрезкой прокатных
двутавров и сваркой раздвинутых их половин), коробча-
тые сплошностенчатые, решетчатые, а в трубопроводных
мостах — иногда также в виде продуктопроводных труб.
Двутавровые балки и продуктопроводные трубы харак-
терны для балок жесткости мостов меньших пролетов,
чем имеющих коробчатые и решетчатые балки жестко-
сти. Решетчатые балки жесткости рационально приме-
1 А.с.483481. Кравцов М. М., Слоним Э.Я., Захаров В. А.
(ЦНИИпроектстальконструкция).
42* — 659 —
Рис. 29.9. Узлы крепления подвесок к кабелям
1 — канатная втулка; 2 — штырь-шарнир (или его отверстие); 3 — стяжные
болты; 4 — оси наклонных подвесок; 5 — муфта; б —резиновая прокладка
нять в большепролетных висячих мостах с ездой в два
яруса и в большепролетных трубопроводных висячих мо-
стах [15].
Целесообразна стальная ортотропная проезжая
часть, при пролетах менее 150 м—чаще железобетон-
ная, во временных мостах — иногда деревянная. Сталь-
ную и железобетонную проезжую часть включают в ра-
боту в составе балки жесткости, а также совместно с по-
— 660 —
перечными балками. Поперечные связи устанавливают
с шагом не более 10—15 м. При низкой балке жесткости
функции поперечных связей могут выполнять поперечные
балки. В поперечном сечении моста целесообразно иметь
две двутавровые балки (рис. 29.10, а) или решетчатые
фермы (рис. 29.10,6, в); соответственно в таких конст-
рукциях желательны две висячие или вантовые главные
фермы.
Коробчатые сплошностенчатые балки жесткости наи-
более характерны для современных висячих и вантовых
автодорожных городских мостов при пролетах более 170 м
(вплоть до самых больших пролетов). На рис. 29.10, г
показана балка жесткости вантово-балочного моста
(главный пролет 194 м) с двумя коробчатыми балками
цельноперевозимого поперечного сечения и двумя глав-
ными фермами, на рис. 29.10,6 — обтекаемая коробча-
тая балка жесткости вантово-балочных мостов с глав-
ными пролетами 300—400 м и одной главной фермой,
а на рис. 29.10, е — обтекаемая коробчатая балка жест-
кости, характерная для висячих мостов пролетами 900—
1400 м с двумя главными фермами.
В трубопроводных мостах возможно использование
в качестве балки жесткости продуктопроводной трубы
(или двух продуктопроводных труб, жестко или шарнир-
но соединенных), если это удовлетворяет требованиям
аэродинамической устойчивости и жесткости и не проти-
воречит специфическим условиям эксплуатации трубо-
провода, связанным с температурными деформациями,
периодичностью смены труб и т. д. Нельзя использовать
в качестве балок жесткости трубы, авария которых осо-
бо опасна с позиции охраны окружающей среды.
Продуктопроводные трубы, выполняющие роль ба-
лок жесткости, должны быть снабжены приваренными
к ним кольцевыми шпангоутами (если такая приварка
допустима) или охватывающими хомутами с прокладка-
ми из стеклоткани на эпоксидной смоле. Подвески, ван-
ты и другие конструктивные элементы прикрепляют
к шпангоутам или хомутам.
Для присоединения вертикальных или наклонных
подвесок висячих ферм балки жесткости снабжаются
обычно фасонками с отверстиями для штырей-шарниров
крепления канатных втулок или винтовых стяжек (рис.
29.11, а). Фасонки могут располагаться над стенками
продольных (главных) балок, на поперечных балках,
— 661 —
0£££
Рис. 29.10. Поперечные сечения балок жесткости
я, б, г-—е— автодорожных и городских мостов: в — трубопроводного моста;
1 ось висячей или вантовой главной Фермы; 2—проем между фермой и
проезжей частью; 3— трубчатые элементы решетчатых ферм; 4— продукто-
проводные трубы; 5 — сквозной настил служебного прохода
— 662
Рис. 29.11. Узлы крепления к балке жесткости висячего моста
а — вертикальной подвески; б — кабеля в середине пролета; /—подвеска; 2—
канатная втулка; 3 — винтовая стяжка; 4 — верхний пояс балки жесткости;;
5 — несущий кабель
•— 663
Рис. 29.12. Узел крепления ванты к двутавру балки жесткости в об-
хват
1 — опорная плита; 2 — труба; 3 — ребра; 4 — канатная втулка
в узлах тонкостенных обтекаемых балок и решетчатых
ферм, на шпангоутах или хомутах. Соответственно в ви-
сячих мостах повышенной жесткости (рис. 29.3, г) пре-
дусматривают развитые фасонки для крепления к балке
жесткости кабеля (рис. 29.11,6). Кабели мощного сече-
ния в виде компактных пучков канатов закрепляются за
балку жесткости с помощью стальных муфт, в которых
все сечение обжимается натяжением стяжных высоко-
прочных болтов.
К балке жесткости, состоящей из двух двутавров, на-
клонные ванты вантово-балочной конструкции можно
крепить в обхват с двух сторон каждого двутавра (рис.
29.12). Ребра жесткости предусматривают в местах опи-
рания гидродомкратов, натягивающих канат, и в месте
опирания канатной втулки. Среднее ребро, по предложе-
нию М. М. Кравцова, удобно снабжать трубой с вырезом
для заводки каната. Если ванты крепятся к двутаврам
только с внешней стороны, то между двутаврами жела-
тельна распорка-диафрагма, воспринимающая возника-
ющий момент. В многовантовой конструкции (см. рис.
29.6, г) с коробчатой балкой жесткости (см. рис. 29.10, д)
и одной вантовой фермой ванты, состоящие из двух раз-
дельных канатов каждая, могут крепиться в обхват одно-
стенчатого вертикального элемента, размещаемого на
оси моста.
— 664 —
При устройстве вант из значительного числа раздель-
ных канатов и при наличии в балке жесткости двух ко-
робчатых элементов (рис. 29.10, г) целесообразно кон-
сольное крепление вант с внешней стороны к каждой
коробке в соответствии с рис. 29.13, а. Пояс консоли, на
который опираются канатные втулки, выполнен из одно-
го листа с расположенной внутри коробки наклонной
диафрагмой, для чего в стенке предусмотрены вырезы.
При применении коробчатых балок и относительно
мощных вант в виде компактных пучков канатов кон-
структивно целесообразно крепление вант по оси короб-
ки на разделительной полосе проезжей части или на
границе автопроезда и тротуара либо велосипедной
дорожки. Между стенками коробки устанавливают на-
клонные диафрагмы, и на них посредством съемных
опорных плит опирают канатные втулки. Компактный
пучок канатов у входа в коробку веерообразно распус-
кается на раздельные канаты, расположенные в одной
(рис. 29.13,6) или нескольких наклонных плоскостях.
Число наклонных диафрагм на единицу больше числа
наклонных плоскостей канатов.
Специфика висячих и особенно вантово-балочных
конструкций состоит в появлении отрывающих балку
жесткости опорных реакций, часто весьма значительных.
Неподвижные и подвижные опорные части должны быть
надежно заанкерены и иметь специфические конструк-
ции, воспринимающие отрывающие опорные реакции.
Иногда для погашения отрывающих сил конец балки
жесткости пригружают противовесом.
В металлических пилонах висячих и вантовых мос-
тов, схемы которых даны на рис. 29.2, применяют эле-
менты следующих видов:
а) одиночные стержни — прокатные двутавры, свар-
ные Н-образные элементы, трубы, используемые в авто-
дорожных и городских мостах небольших пролетов и
в трубопроводных и пешеходных мостах пролетами ме-
нее 300 м;
б) составные стержни — два двутавра или две трубы,
соединенные решеткой по фасаду моста (рис. 29.14,а);
применяются преимущественно в трубопроводных боль-
шепролетных мостах;
в) ребристые коробчатые крупногабаритные элемен-
ты (рис. 29.14,6) или оболочки (трубы) больших диа-
метров (до 3,2м), образованные на заводе металлоконст-
— 665 —
Рис. 29.13, Узлы крепления ванты к коробчатому элементу балки
жесткости
а — консольное крепление; б — крепление по оси коробчатого элемента; 1 —
канатная втулка; 2 — опорные плиты; 3 — направляющие устройства; 4 —
опорные консоли; 5 —наклонная диафрагма; 6 — опорная диафрагма
— 666 —
1136
Рис. 29.14. Конструкции стоек пилонов
рукций вальцовкой и сваркой листов; используются в
автодорожных и городских большепролетных мостах;
внутри таких пилонов оборудуют лифт или лестницы
для эксплуатации конструкций.
Монтажные стыки элементов металлических пилонов
применяют трех видов: а) на высокопрочных болтах без
приторцовки, с выверкой геометрии в ходе монтажа;
б) сварные со стыковыми швами, тоже с выверкой гео-
метрии в ходе монтажа; в) с приторцовкой фрезерован-
ных торцов и конструктивными накладками на высоко-
прочных болтах.
В подавляющем большинстве случаев стойки пилона
максимально жестко защемляют в конструкции железо-
бетонной опоры или металлической балки жесткости.
- 667 —
Шарниры, необходимые в случаях монтажа подъемом
пилона, собранного в горизонтальном положении, перед
началом эксплуатации обычно заглушают или демонти-
руют.
Кабели висячих мостов и ванты вантовых мостов опи-
рают на неподвижно укрепленные на пилонах опорные
седла. При этом все или большая часть витых канатов,
— 668 —
Рис. 29.15. Узлы опирания вант и кабеля на пилон
а — вантово-балочный мост с вантами из раздельных канатов; б — трубопро-
водный мост с кабелем из раздельных канатов; в — висячий мост с кабелем
в виде компактного пучка канатов; 1 — канатные втулки; 2 — прижимные
плиты; 3 —анкерные балки для крепления канатов; 4 — наклонная подвеска;
5 — дистанционный канат; 6 — прижимные полухомуты; 7 — резиновая про-
кладка; 8 — вкладыши из алюминиевого сплава
составляющих кабель или ванты, не прерываются над
пилоном и переходят из одного пролета в другой (или
в оттяжку). Натяжением высокопрочных болтов раз-
дельные канаты (рис. 29.15, а, б) или компактный пучок
канатов (рис. 29.15, в) прикрепляют прижимными план-
— 669
ками к опорному седлу, чем и обеспечивается неподвиж-
ность кабеля или вант относительно пилона. Чтобы пре-
дупредить появление в защемленных стойках пилона
чрезмерных изгибающих моментов при деформациях
конструкций, ширина стоек по фасаду моста не должна
быть больше V25—1/з5 их высоты.
Опорное седло должно обеспечивать перегиб канатов
по круговой кривой радиусом не менее 30 dK при закры-
тых канатах и 15 dK при канатах двойной свивки. При
использовании канатов (пучков) из параллельных про-
волок требуется формирование криволинейного участка
пучка при его изготовлении на заводе или полигоне. По-
скольку это сложно, пучки параллельных проволок на
пилонах обычно прерывают и снабжают канатными втул-
ками, закрепляемыми в соответственно законструиро-
ванных узлах пилона.
При различном числе витых канатов в высокопроч-
ном элементе слева и справа от пилона добавляемые
витые канаты также закрепляют на пилоне канатными
втулками, которые либо упираются в специальные тра-
версы (см. рис. 29.15, а), либо снабжаются проушинами
и прикрепляются к фасонкам пилонного узла штырями-
шарнирами (см. рис. 29.15,6). Последним способом при-
крепляют к пилону также дистанционные канаты (см.
рис. 29.15,6).
Для передачи на грунт распора в распорных висячих
и вантовых мостах используют чаще всего анкерные
опоры гравитационного типа, в некоторых случаях плит-
ные анкеры или скальные анкеры. Пример анкерной
опоры гравитационного типа и размещения в ее камерах
анкерно-натяжных устройств приведен на рис. 29.16.
В плитных анкерах используют отпор (пассивное давле-
ние) грунта; в скальных анкерах используют сопротив-
ление скалыванию скальных пород.
Рассмотрим несколько конкретных примеров конст-
рукций висячих и вантовых мостов.
В ЦНИИпроектстальконструкции разработан проект
висячих мостов пролетами 128 (рис. 29.17) и 147 м для
повторного применения на автомобильных дорогах
IV категории преимущественно в горных районах (при
сейсмичности до 9 баллов). Несколько аналогичных мо-
стов пролетами 91 и 105 м построено в Киргизии.
Основной является простая комбинированная схема
с двумя вертикальными висячими фермами и балкой
— 670 —
Рис. 29.16. Анкерная опора гравитационного типа
1 -- массив опоры; 2 — балка жесткости; 3 — оттяжка; 4 — направляющее уст»
ройство; 5—береговой пролет; 6 — трубы для пропуска канатов через мае»
сив опоры
Рис. 29.17. Автодорожный висячий сталежелезобетонный мост
Рис. 29.18. Трубопроводный висячий мост через р. Днепр
жесткости, состоящей из двух сварных двутавров, объ-
единенных с железобетонной плитой проезжей части
(см. рис. 29.10, а). Для пролета 147 м предусмотрена
возможность применения схемы повышенной жесткости
согласно рис. 29.3, а. В уровне нижних поясов балки же-
сткости расположены продольные связи. Монтажные со-
единения выполнены на высокопрочных болтах. Пило-
ны — металлические в виде портала с наклонными стой-
ками.
Для пролетов 126 и 147 м стрелка кабеля составляет
1/9,4 пролета, высота двутавров балки жесткости равна
1,6 м (или 1,4 м при схеме повышенной жесткости).
Кабель каждой фермы выполнен в виде компактного
пучка из 13 стальных канатов диаметром 60 или 65 мм.
Подвески выполнены согласно рис. 29.11, а. Расход ста-
ли составляет от 0,32 до 0,34 т/м2.
В 1978 г. по проекту ЦНИИпроектстальконструкции
на пересечении аммиакопровода Тольятти — Одесса
с Днепром возведен трубопроводный висячий мост с ре-
кордным для этого вида мостов пролетом 720 м (рис.
29.18). Трубопроводный мост аналогичной конструкции
пролетом 660 м построен через р. Амударью.
Конструкция состоит из двух вертикальных висячих
ферм с наклонными подвесками, решетчатой балки жест-
кости (высота 7зоо пролета, см. рис. 29.10, в) и предва-
рительно напряженной горизонтальной ветровой систе-
мы в виде двух ветровых кабелей, прикрепленных к бал-
ке жесткости в середине пролета, связанных по длине
с кабелем и балкой жесткости наклонными и горизон7
тальными оттяжками и заанкеренных на берегах. Про-
странственное объединение вертикальной и горизон-
тальной систем в 1,5 раза увеличивает вертикальную
жесткость и уменьшает частоты собственных вертикаль-
ных и горизонтальных колебаний, что значительно по-
вышает аэродинамическую устойчивость.
На мосту через Днепр каждый несущий кабель (раз-
дельной конструкции) согласно рис. 29.8, а, состоит из
шести закрытых стальных канатов диаметром 71,5 мм,
расположенных в один горизонтальный ряд. Каждый
ветровой кабель состоит из трех таких же канатов, на-
клонные подвески — из одного каната двойной свивки
диаметром 39,5 мм. Оттяжки имеют диаметр 25,5 мм.
Опирание несущего кабеля на пилон выполнено соглас-
но рис. 29.15, б. Анкерно-натяжное устройство — нониус-
— 672 —
Рис. 29.19. Висячий мост через
р. Хамбер
ного типа, пилоны — металлические А-образной схемы.
Конструкция ног выполнена в соответствии с рис.
29.14,а.
43—799
— 673 —
785150
Рис. 29.20. Вантово-балочный мост через р. Шексну в Череповце
После подъема пилонов (поворотом) и несущих ка-
белей верхние узлы ферм навешивали на кабели вблизи
пилона, соединяли дистанционными канатами и надви-
гали по кабелю в пролет. Блоки балки жесткости пода-
вали на баржах, поднимали полиспастами и соединяли
фланцевыми стыками на высокопрочных болтах. Про-
должительность монтажа 11 мес. Расход стали, включая
пилоны и анкерные устройства, составляет 1750 т, в том
числе 655 т канатных элементов.
В 1981 г. был построен висячий мост пролетом 1410 м
через устье р. Хамбер (Великобритания). Мост трехпро-
летный, несимметричный (рис. 29.19), имеет две верти-
кальные висячие фермы с наклонными подвесками. Бал-
ка жесткости — коробчатая, обтекаемая высотой 4,5 м
(‘/зы длины пролета). Все монтажные соединения —
сварные. Пилоны—железобетонные портальные, каждый
состоит из двух стоек и четырех ригелей. Оба кабеля
образованы из параллельных проволок прядением в про-
лете. Каждый кабель состоит из 15 тыс. оцинкованных
проволок диаметром 5 мм, каждая проволока имеет раз-
рывное усилие 30 кН. Аналогичную конструкцию имеют
также висячие мосты несколько меньших пролетов: че-
рез р. Северн в Великобритании (1966 г., поперечное се-
чение балки жесткости представлено на рис. 29.10, е) и
.через пролив Босфор в Турции (1973 г.).
Схема вантово-балочного моста через р. Шексну в Че-
реповце представлена на рис. 29.20. Этот мост имеет сле-
дующие главные особенности: балка жесткости состоит
из коробчатых элементов цельноперевозимого попереч-
ного сечения и ортотропной плиты (см. рис. 29.10,г),
оригинальная конструкция вант согласно рис. 29.8, в
выполнена из раздельных закрытых стальных канатов
диаметром 71,5 мм, применено консольное крепление
вант к балке жесткости (см. рис. 29.13, а). Пилон метал-
лический, А-образной схемы, конструкция ног соответст*
— 674 —
вует рис. 29.14, б. Опирание вант на пилон выполнено
согласно рис. 29.15, а. Масса металлических конструк-
ций вантовой части моста длиной 452,5 м составляет
7183 т (включая пилон), в том числе стальных кана-
тов — 538 т.
СПИСОК ЛИТЕРАТУРЫ
1. Баренбойм И. Ю., Карасик М. Е., Киреенко В. И. и др. Инду-
стриальное строительство мостов. — Киев: Буд1вельник, 1978.
2. Вольмир А. С. Оболочки в потоке жидкости и газа. Задачи
аэроупругости. — М.: Наука, 1976.
3. Вольмир А. С. Оболочки в потоке жидкости и газа. Задачи
гидродинамики. — М.: Наука, 1979.
4. Ильясевич С. А. Металлические коробчатые мосты. — М.:
Транспорт, 1970.
5. Казакевич М. И. Аэродинамическая устойчивость надземных
и висячих трубопроводов. — М.: Недра, 1977.
6. Качурин В. К., Брагин А. В., Ерунов Б. Г. Проектирование
висячих и вантовых мостов. — М.: Транспорт, 1971.
7. Кирсанов Н. М. Висячие системы повышенной жесткости. —
М.: Стройиздат, 1973.
8. Моффат К. Р., Доулинг П. Т. Запаздывание сдвига при из-
гибе стальных мостовых балок коробчатого сечения/Экспресс-ин-
форм. Искусственные сооружения на автомобильных дорогах. —
1976. — № 27, 28.
9. Петропавловский А. А., Богданов Н. Н., Бондарь Н. Г. Про-
ектирование металлических мостов. — М.: Транспорт, 1982.
10. Петропавловский А. А., Крыльцов Е. И., Богданов Н. Н.
и др. Вантовые мосты. — М.: Транспорт, 1985.
11. Потапкин А. А. Проектирование стальных мостов с учетом
пластических деформаций. — М.: Транспорт, 1984.
12. Протасов К. Г., Теплицкий А. В., Крамарев С. Я., Ники-
тин М. К- Металлические мосты. — М.: Транспорт, 1973.
13. Пунин А. Л. Архитектура современных зарубежных мос-
тов.— Л.: Стройиздат, 1974.
14. Руководство по расчету зданий и сооружений на действие
ветра/ЦНИИСК им. Кучеренко. — М.: Стройиздат, 1978.
15. Слоним Э. Я. Висячие и вантовые мосты//Материалы по ме-
таллическим конструкциям. — М.: Стройиздат, 1973.
16. СНиП 2.05.03-84. Мосты и трубы.
17. Соловьев Г. П. Организация работ по строительству мос-
тов. — М.: Транспорт, 1978.
18. Справочник по динамике сооружений/Под ред. Б. Г. Коре-
нева и И. М. Рабиновича. — М.: Стройиздат, 1972.
43* — 675 —
19. Стрелецкий Н, Н. Сталежелезобетонные пролетные строения
мостов. — М.: Транспорт, 1981.
20. Стрелецкий Н. Н. Новые решения конструкций металлических
мостов//Развитие металлических конструкций. Работы школы
Н. С. Стрелецкого. — М.: Стройиздат, 1987.
21. Стрелецкий Н. Н,, Данков В. С., Тарнаруцкий В. А., Зайки-
на Л. Л. Анализ конструктивных форм унифицированных пролетных
строений/Исследования металлических конструкций мостовых со-
оружений. ЦНИИпроектстальконструкция им. Мельникова. — М.,
1985.
22. Стрелецкий Н. С. Конструкции пролетных строений мостов//
Металлические конструкции. Специальный курс. — М.: Стройиздат,
1965.
23. Фридкин В. М. Об одном способе построения процесса реше-
ния уравнений, характеризующих деформации/Реф. инф. Союзметал-
лостройниипроект. Сер. 7.— М.: ЦИНИС, 1973, № 4 (45).
24. Фридкин В. М-, Морозова С. Ф. Об одном подходе к реше-
нию нелинейных задач статики висячих и комбинированных конст-
Еукций/Реф. инф. Союзметаллостройниипроект. Сер. 17. — М.:
(ИНИС, 1977, № 5 (71).
25. Чернов Н. Л., Стрелецкий Н. Н., Любаров Б. И. Расчеты
стальных конструкций на прочность по критериям ограниченных
пластических деформаций//Изв. вузов Сер. Стр-во и архитектура. —
Новосибирск. —- 1984. — № 7.
26. Шимановский В. Н. Висячие системы (конструкции и расчет
нитей конечной жесткости.) — Киев: Буд1вельник, 1984.
ПРЕДМЕТНЫЙ УКАЗАТЕЛЬ
Алюминий
производство 169
свойства 158, 167, 168
Анализ кинематических систем
геометрически изменяемых 251
— неизменяемых 362
мгновенно жестких 253
— изменяемых 253
Арки с предварительно натянуты-
ми гибкими элементами 144
Балки
жесткости мостов вантовых 648
---виячих 659—665
— при арках гибких 629, 630
— ферм комбинированных 597
---простых 597
неразрезные, преднапряженные
затяжками 113—116
—, — смещением опор 116—119
перекрестные со смешением опор
121 — 124
преднапряженные затяжками 37—
62
составные, преднапряженные уп-
ругими деформациями элементов
62—68
Безопасность пожарная 393, 420
Высота
балок 536, 570, 592, 593
строительная 512
ферм 595, 606
Галопирование 656
Гибкость предельная 532
Гипотеза плоских сечений 525
Деформации
повышенные 240, 254
упругие 251
Диафрагмы 15, 70
Дивергенция 655
Длина дуги нити 258
— свободная 602, 627
Жесткость
балок перекрестных 124
— с затяжками 50
блоков покрытия с обшивками 105
мостов
вантовых 636
висячих 636
Затяжки
анкеровка 19—21
материал, конструкции 15
Здания многоэтажные 388
поиск конструктивных решений
395—397, 399, 401—403, 424 426,
438, 440, 443, 503
Изменяемость геометрическая 249
Искривление нити 252
Канаты
анкерное крепление 19—21
модуль упругости 18
разновидности 15
сопротивление расчетное 15—17
стальные 635, 636
Конструкции
алюминиевые
ангары 161
защита от коррозии 234
зернохранилища 229
купола 163, 215
несущие 210
ограждающие 232
опоры ЛЭП 212
панели 221, 223, 225
резервуары 231
совмещающие функции несущие
и ограждающие 220
теплицы 218
блочно-балочные 93
— панельные 96
---панельные с напряженными
обшивками 93
вертикальные 441—446, 469, 488—
495
горизонтальные 441—446, 469, 488—
495
здания
унификация 390, 391, 397, 403,
422, 424, 427, 434, 438
устойчивость 394, 402, 403, 417,
419, 484, 485
несущие 395, 404
опорные висячих покрытий 269,
271, 279, 294, 309, 331, 348, 359,
366, 368, 371, 377
арки 275, 316, 332, 371
кольца 274, 279, 281, 298, 307, 348
тросы-подборы 372
предварительно напряженные
арки 144, 145
; балки 59—62
— двухпролетные со смещением
опор 119—121
листовые 145—155
покрытия крупноблочные с тон-
колистовыми обшивками 105
рамы 129—143
структурные 125, 128, 129
фермы 79—86
прогибы, углы перекоса
предельно допустимые 418, 419
расчетные 419, 435, 481, 482, 490,
491
прочность 394, 402, 417, 419, 458—
468
связевые 424—433, 435—437
Компенсация фрикционная 530
Коэффициент
надежности по материалу 16
---назначению 16
поперечной установки 521
прочности агрегатной каната 16
редукционный 525, 580
самонапряжения 46
точности натяжения 25
условий работы канатного эле-
мента 17
Кривизна кривой 256
поверхность гауссова 250, 325, 326
Материал висячих покрытий 246
канаты спиральные 247, 278
металл листовой 249, 290
— 677
— профилированный 249, 330
пучки проволок параллельные 247
тросы спиральные 347, 369
Метод весовых характеристик 516,
517
Модель расчетная 520
Модуль упругости
канатов 18, 240, 248
тросов 240, 248
Моменты изгибающие в опорных
конструкциях 276, 313
Мосты алюминиевые 159, 160
— металлические 499
виды конструкций 503
выбор материала 509
габариты 517
классификация 501—503
нагрузки 514
опоры 670
— анкерные 514
определение 499
переход 510
полотно 505, 508, 611
проезжая часть 504, 538, 598, 608,
609
разбивка отверстия на пролеты
510, 511
связи 504, 505, 538, 600, 601, 609,
626
системы 502, 503
совмещение функций принципи-
альное 505, 569, 533, 534, 599, 600,
609, 610
Стали 517—520
Мембраны 290, 293, 297, 314, 320
толщина 304, 308, 317, 326
Нагружение систем
неравновесное 250
равновесное 250
Нагрузки
ветровые 243, 409—415, 419, 420,
435, 441, 455, 468, 469, 471, 474—
' 476, 481, 482, 490, 494
временные 408
— длительно действующие 242
постоянные 241
сейсмические 416, 441
снеговые 246
температурные 348, 400, 416, 437
Напряжение предварительное 431—
433, 497
регулирование 535, 558, 562, 564,
616, 630, 654
способы создания 8—13
цель 5
Натяжение начальное 253, 284, 346,
369
Нелинейность
геометрическая 254, 524
1-го рода 258
2-го рода 259
конструктивная 652
физическая 524, 525
Нить
гибкая 255
изгибно-жесткая 335
очертание
кубическое 257
начальное 257
по веревочной кривой 250, 257
пологое 257
по цепной линии 257
тяжение 259
Нормы проектирования 180
Основание 399, 400, 422, 430—432
Основы расчета
на выносливость 529
— жесткость 529
— на прочность
против разрушения вязкого 526
---- хрупкого 526
— развития пластических дефор-
маций 527
— устойчивость местную 529
----общую 527
Особенности проектирования 208
Пакеты сварные 531
Панели с тонколистовыми обшивка-
ми
состояние напряженное 87
натяжение 89
расчет прочности 91
Перемещения горизонтальных сече-
ний нити 267
— кинематические 250, 252
Период свободных колебаний 530
Пилоны 637, 638, 648, 665—670
Податливость опоры 254
Подбор сечения
балок с затяжками 38, 41—56
— панельно-блочных 98
панелей 91—93
резервуара цилиндрического 151—
153
Подъем строительный 530
Покрытия висячие 238, 239
конструктивные решения 288, 289,
309, 317, 327, 328, 345, 361, 363, 385
Поперечники мостов
вантовых 637
висячих 637
Прогиб
ниги 251, 265, 266
покрытий 304, 313, 337, 343, 356,
359, 376, 380
Пролетные строения, мосты
арочные распорные 621—634
бисталежелезобетонные 535
болтосварные 606—608, 611—614
вантово-балочные 635, 646—649,
674, 675
вантовые 635, 645—649
висячие 634—635, 639, 641—645
— гибкие 639, 640
— многопролетные 641
— повышенной жесткости 639,
642—644
двухкабельные 644
копсольно-рамные 560
подпружные 618—621
простые комбинированные 594,
596—598, 616, 620
— решетчатые 594, 595, 604—614
рамные «бегущая лань» 589, 590
решетчатые комбинированные 594,
595, 596, 614—616, 620, 621
с арками гибкими 624, 627—630
----жесткими 624, 630—634
— нитями жесткими провисающи-
ми 640
— подвесками наклонными 643,
672—674
— решетчатым подарочным стро-
ением 625
сталежелезобетонные 556—569
— 678 —
трубопроводные 502, 640, 648, 661,
672
цельностальные с ортотропными
плитами 582—590
------- универсальной технологии
587, 588
Радиус инерции сечения стержней
97
Распор 238, 259, 264, 265, 297, 391,
343, 356, 379
Расчет
балок неразрезных, преднапря-
женных затяжками 114—116
— перекрестных 121—124
— составных с напрягаемыми
элементами 63, 54, 66
жесткости балок 50
клетки балочной 603
мостов арочных 626—627
— вантовых 649—656
— висячих 649—656
нагрузок
неравновесных 343, 381
равновесных 286, 301, 312, 322,
337, 355, 380
оболочек цилиндрических 148
параметров резервуара цилинд-
рического 151—153
плит ортотропных 576—682
пролетных строений 576—582
----с многоступенчатым пред-
напряжением 77, 78
-----сталежелезобетонных 539—
552
рамы, преднапряженной смеще-
нием опоры 136
сечения балок с затяжками 41—
49, 50—56
систем структурных 121—124
стержней внецентренно-сжатых
32—37
— центрально сжатых 30, 31
устойчивости оболочки 150
ферм 74—79
— неразрезных, преднапряжен-
ных смещением опор 112, 118
— с затяжками 74, 75
----многоступенчатым предна-
пряжением 77—79
Резонанс ветровой 656
Сетки направляющие 291, 293, 294,
299, 306, 317, 322
Система здания конструктивная
жесткость 394, 398, 418—420, 421—
424, 429, 433, 435, 441
классификация 421
компоновка 433—435
комбинированная 241, 290
консольная с балкой жесткости
367
— покрытия
двухпоясная 241, 317
изгибно-жесткая 241, 329
мембранная 241, 290
однопоясная 240, 278
с седловидными сетками 241,
369
— тросовыми фермами 241, 362
— рамная 421—423
рамно-связевая 426—429
связевая 424—426
ствольная 430, 431
Соединения
болтовые 202
заклепочные 202, 532
клеевые 207
клеезаклепочные 207
на высокопрочных болтах 530,533
паяные 207
сварные 533
Состояние предельное
по несущей способности 525
— пригодности к нормальной экс-
плуатации 526
---- эксплуатационной 526
Сплавы алюминиевые
деформируемые 170
классификация 170
литейные 171
свойства механические 173
— физические 107
сортамент 177
термически неупрочняемые 171
— упрочняемые 172
Способ монтажа
надвижкой продольной 558
сборкой навесной 610
Стабилизация покрытия 254, 283,
306, 346, 369
Стадийность работы 534
Стержни, преднапряженные затяж-
ками
внецентренно-сжатые 32—37
работающие на растяжение 14
центрально сжатые 26—29
Стрела провеса 252; 253
Стрелки
арок 625
кабелей 642
Строения типовые пролетные
открытые железнодорожные 593
простые решетчатые автодорож-
ные 616
— — железнодорожные 606—614
сталежелезобетонные автодорож-
ные 556—559
— железнодорожные 565—568
решетчатые комбинированные ав-
тодорожные 614—617
цельноперевозимые железнодорож-
ные 590—590
Струна 265
Тросы-подборы 377
несущие 282, 346, 369
стабилизирующие 282, 346, 369
Узел лифтовый 392, 393
Узлы
каркаса здания
база колонн 455—457
прикрепление балок к колоннам
458—469
------стволам жесткости 459,
460
— связей к колоннам и балкам
469, 470
объединения железобетонной пли-
ты с балкой 553, 559, 566, 567
плиты ортотропной 570—575
---- с балкой 572
проезжей части 608
сечения элементов 532, 600, 601,
630—633
строений надарочных 672, 633, 634
стыков арок 634
— 679 —
— колонн 452—457
гибких 554, 566
жестких 533
Уравнение равновесия
нити гибкой 256
элемента изгибно-жесткого 335
Усилие
в кольце 276
— мембране кольцевое 303, 325
----меридиональное 303, 375
— нити осевое 259
цепное 225, 317
Устойчивость
аэродинамическая 636—656
оболочки 149—151
пояса нижнего балки 41
стержней сжатых 25—31
стенки местная 46, 59
Фермы 332
напряженные затяжками 68—76
с предна пряжением многоступен-
чатым 76—79
тросовые 346, 362
Флагтер изгибно-крутильный 656
Форма поверхности покрытий
гипары 282
оболочка вращения 250, 297, 347
провисающая 250, 297, 347
седловидная 314, 369
цилиндрическая 278, 293, 330, 346,
362, 365
шатрового типа 280, 320
Фундаменты 399, 400, 422, 430—432
Шайбы вилкообразные 288
Шахта 396, 426
Швы деформационные 400, 437
Элементы
изгибно-жесткие 329
канатные 656—658
растянутые 329
Эпюры напряжений
касательные 65
нормальные 63
Этаж
технический 388, 390, 391, 441
типовой 391, 392
Эффект экономический
снижение стоимости 136, 140—142,
156
уменьшение массы конструкций
37, 62, 140
экономия стали 64, 71, 115, 119,
125, 127, 134, 137, 140-142
ОГЛАВЛЕНИЕ
Предисловие................, . . ................ 3
Раздел I. Предварительно напряженные металлические кон-
струкции ................................................... 5
Глава 1. Цели и основные идеи предварительного напряжения
металлических конструкций ......................... ..... 5
Глава 2. Стержни, предварительно напряженные затяжками,
работающие на растяжение, центральное и внецентренное
сжатие ................................................... 13
2.1. Конструктивные решения стержней, работающих на
растяжение............................................. 13
2.2. Материалы и конструкции затяжек....................15
2.3. Работа и расчет стержней, работающих на растяжение 21
2.4. Учет падения усилия в ветвях затяжек от релаксации
и последовательного их напряжения........................26
2.5. Конструкция и расчет центрально сжатых стержней 4 26
2.6. Внецентренно сжатые стержни.........................32
Глава 3. Балки и балочные системы ..........................37
3.1. Балки, предварительно напряженные затяжками . . 37
3.2. Составные балки, предварительно напрягаемые упруги-
ми деформациями отдельных элементов......................62
Глава 4. Фермы, предварительно напряженные затяжками , 68
4.1. Конструктивные решения..............................68
4.2. Статический расчет и подбор сечения ферм ... 74
4.3. Фермы с многоступенчатым предварительным напря-
жением .....................................................76
4.4. Примеры ферменных конструкций.......................79
Глава 5. Панельные и блочно-балочные конструкции с тонко-
листовыми предварительно напряженными обшивками . . 87
5.1. Особенности работы............................... 87
5.2. Панели покрытия зданий..............................87
5.3. Блочно-балочные конструкции покрытий с предвари-
тельно напряженными обшивками............................93
Глава 6. Предварительно напряженные статически неопреде-
лимые конструкции................. ,.................112
6.1. Общие положения....................................112
6.2. Неразрезные балки, предварительно напряженные за-
тяжками ................................................113
6.3. Нсразрезные балки и фермы, предварительно напря-
женные смещением опор...............................116
6.4. Предварительное напряжение перекрестных балок и
структурных систем..................................121
6.5. Рамные конструкции ................................129
6.6. Арочные конструкции............................143
Глава 7. Предварительно напряженные листовые конструкции 145
7.1. Конструктивные решения и область применения . 145
7.2. Работа и расчет предварительно напряженных цилин-
дрических оболочек.................................... 147
7.3. Проверка устойчивости оболочки ................... 149
7.4. Оптимальные параметры предварительно напряженно-
го вертикального цилиндрического резервуара . . . . 151
7.5. Опытное проектирование........................... 153
Список литературы............................... . 8 j 157
- 681 —
Раздел П. Строительные конструкции из алюминиевых
сплавов
Глава 8. Общая характеристика алюминиевых конструкций
8.1. Особенности конструкций из алюминиевых сплавов
8.2. Области применения
Глава 9. Материалы алюминиевых конструкций . .
9.1. Общие сведения об алюминии и сплавах на его основе
9.2. Классификация, состав и маркировка алюминиевых
сплавов............................................ .
9.3. Влияние обработки на показатели механических свойств
9.4. Влияние температуры на физико-механические свойства
9.5. Основные сведения о полуфабрикатах. Сортамент [1,
6, 7].................................................
Глава 10. Особенности конструирования и расчета элементов
алюминиевых конструкций
10.1. Нормы проектирования ........
10.2. Расчет элементов конструкций
10.3. Обеспечение местной устойчивости стенок и полок
стержней
Глава 11. Соединения алюминиевых конструкций , , , ,
11.1, Сварные соединения
11.2. Заклепочные и болтовые соединения . . , , .
11.3. Прочие виды соединений ........
Глава 12. Особенности проектирования алюминиевых конст-
рукций ...............
12.1, Общие указания ...........
12.2. Несущие конструкции , , ..
12.3. Конструкции, совмещающие несущие и ограждающие
функции ................ , , .
12.4. Ограждающие конструкции ... .... .
12.5. Защита конструкций от коррозии
Список литературы ............
Раздел III. Висячие покрытия............................
Глава 13. Основные положения проектирования висячих по-
крытий .................
13.1. Характеристика висячих покрытий ......
13.2. Особенности нагрузок на висячие покрытия .
13.3. Особенности материалов, применяемых для несущих
конструкций висячих покрытий ........
13.4. Особенности работы пролетных несущих систем ви-
сячих покрытий ..... .............. , .
13.5. Особенности расчетов элементов несущих систем ви-
сячих покрытий ............................. . . .
13.6. Особенности опорных конструкций висячих покрытий
Глава 14. Однопоясные висячие покрытия и мембраны
14.1. Однопоясные покрытия с железобетонными плитами
14.2, Металлические висячие оболочки-мембраны . . ,
158
158
158
166
167
167
170
173
176
177
180
180
183
189
196
196
202
207
208
208
210
220
232
234
237
238
238
238
241
246
249
254
269
277
278
290
Глава 15. Покрытия растянутыми изгибно-жесткими элемен-
тами ....... .........
15.1. Примеры покрытий
15.2. Компоновка покрытий..............................
15.3. Работа растянутых изгибно-жестких элементов . .
15.4. Расчет изгибно-жестких нитей .......
15.5. Конструктивные решения . ... . . • «
329
330
334
335
337
345
— 682 —
Глава 16. Покрытия двухпоясными системами, тросовыми фер-
мами и комбинированными системами......................
16.1. Двухпоясные предварительно напряженные системы
16.2. Тросовые предварительно напряженные фермы
16.3. Комбинированные системы................. . ,
Глава 17. Покрытия седловидными напряженными сетками
17.1. Примеры покрытий..........................
17.2. Компоновка и работа несущих систем . . . ,
17.3. Основы расчета ...........
17.4. Конструктивные решения ........
Список литературы ................................... .
Раздел IV. Металлические конструкции многоэтажных зда-
ний ..............................
Глава 18. Общие вопросы проектирования многоэтажных зда-
ний .................................... ... ,
18.1. Предпосылки строительства и область применения
многоэтажных зданий ..............................
18.2. Краткий обзор строительства многоэтажных зданий
18.3. Требования к многоэтажным зданиям и их учет при
проектировании ..................................
Глава 19. Основные положения проектирования стальных кон-
струкций многоэтажных зданий .........
19.1. Последовательность проектирования, учет требований
экономичности, технологичности изготовления и монтажа
19.2. Выбор материала несущих конструкций . . . .
19.3. Нагрузки и воздействия.....................
19.4. Особенности расчета конструкций многоэтажных зда-
i ний по предельным состояниям ........
19.5. Учет требований к огнестойкости и коррозионной
стойкости стальных конструкций . ................
Глава 20. Классификация и компоновка конструктивных си-
стем многоэтажных зданий ..........
20.1. Классификация конструктивных систем и особенности
их работы ..........................................
20.2. Содержание и принципы компоновки конструктивных
систем .............................................
20.3. Компоновка конструктивной системы в плане
20.4. Компоновка конструкций по высоте здания
Глава 21. Особенности конструирования элементов и узлов
стальных каркасов многоэтажных зданий..................
21.1. Конструктивные элементы каркаса ..............
21.2. Основные узлы каркаса.........................
Глава 22. Особенности расчета несущих конструкций много-
этажных зданий ........................................
22.1. Особенности расчета рамных систем.............
22.2. Особенности расчета связевых и рамно-связевых си-
стем ............................................ .
22.3. Учет условий возведения зданий при расчете конст-
рукций . .........................................
Список литературы .....................................
Раздел V. Пролетные строения мостов....................
Глава 23. Особенности металлических мостов и их место в ме-
таллостроительстве и мостостроении.....................
23.1. Основные этапы развития металлических мостов
23.2. Виды современных металлических мостов .
346
347
362
365
369
370
373
378
386
386
388
388
388
389
391
402
402
404
405
417
420
421
421
433
435
441
446
446
452
470
470
486
496
497
499
499
499
501
— 683 —
23.3, Части пролетных строений и виды мостового полотна 504
23.4. Место металлических мостов в мостостроении и ме-
таллостроительстве ................................... 508
23.5. Основные понятия о мостовом переходе и опорах ме-
таллических мостов ........... 510
Глава 24. Особенности норм проектирования и общих методов
расчета металлических пролетных строений . . . . . 514
24.1. Нагрузки и габариты............................ 514
24.2. Стали, применяемые в металлических. мостах . . 517
24.3. Расчетные модели и особенности определения усилий
и напряжений ............. 520
24.4. Особенности норм проверок конструкций по предель-
ным состояниям ............ 525
24.5. Конструктивные особенности и соединения . . . 530
Глава 25. Сплошностенчатые сталежелезобетонные пролетные
строения .................................... . 533
25.1. Принципы работы и общая компоновка сталежелезо-
бетонных пролетных строений ........ 533
25.2. Расчеты сталежелезобетонных мостовых конструкций 539
25.3. Объединение железобетонных и стальных частей для
совместной работы . ... .....................552
25.4. Конструкции автодорожных и городских пролетных
строений ..................., . . . 556
25.5. Конструкции железнодорожных пролетных строений 565
Глава 26. Сплошностенчатые цельностальные пролетные стро-
ения ...... ........ . , 569
26.1. Принципы работы, общая компоновка и условия при-
менения пролетных строений с ортотропными плитами . 569
26.2. Конструкции стальных ортотропных плит ... 571
26.3. Расчеты ортотропных плит и пролетных строений с
ортотропными плитами 576
26.4. Конструкции автодорожных и городских пролетных
строений..............................., 582
26.5. Железнодорожные пролетные строения .... 590
Глава 27. Сквозные и комбинированные балочные пролетные
строения . ..........................................593
27.1. Принципы работы, компоновка и конструкции эле-
ментов ............................................. 593
27.2. Расчеты пролетных строений и их элементов . . . 602
27.3. Конструкции железнодорожных пролетных строений 604
27.4. Конструкции автодорожных и городских пролетных
строений ..................................... ...... 614
Глава 28. Распорные арочные мосты .......................621
28.1. Принципы работы, условия применения, компоновка,
особенности расчетов ............................ ... 621
28.2. Конструкции мостов с гибкими арками .... 627
28.3. Конструкции мостов с жесткими арками . . 630
Глава 29. Висячие и вантовые мосты ....... 634
29.1. Принципиальные положения и условия применения 634
29.2. Схемы и компоновка висячих мостов..........639
29.3. Схемы и компоновка вантовых мостов .... 645
29.4. Особенности расчетов висячих и вантовых мостов . 649
29.5. Конструкции висячих и вантовых мостов .... 656
Список литературы .......................................675
— 684 —
УЧЕБНОЕ ИЗДАНИЕ
{БЕЛЕНЯ ЕВГЕНИИ ИВАНОВИЧ-/
СТРЕЛЕЦКИЙ НИКОЛАИ НИКОЛАЕВИЧ
ВЕДЕНИКОВ ГЕОРГИИ СТАНИСЛАВОВИЧ
КЛЕПИКОВ ЛЕОНИД ВАСИЛЬЕВИЧ
МОРАЧЕВСКИЙ ТАРАС НИКОЛАЕВИЧ
МЕТАЛЛИЧЕСКИЕ КОНСТРУКЦИИ.
СПЕЦИАЛЬНЫЙ КУРС
Редакторы Л. И. Круглова, Т, В. Рютина
Мл. редактор И. Б. Волкова
Технический редактор Ю. Л. Циханкова
Корректор Н. А. Журавлева
ИБ № 5412
Сдано в набор 05.06.91. Подписано в печать 15.10.91. Формат 84Х108'/з2.
Бумага № 2. Гарнитура «Литературная». Печать высокая. Усл. печ. л.
36,12. Усл. кр.-отт. 36,12. Уч.-изд. л. 36,64. Тираж 18 000 экз. Изд. № A-I-3578.
Зак. № 799. Цена 7 р.
Стройиздат. 101442, Каляевская, 23а
Государственная ассоциация предприятий
полиграфической промышленности «АСПОЛ»
Владимирская типография
600000, г. Владимир, Октябрьский проспект, д. 7
Стройиздат
готовит к выпуску:
Сварка строительных металлических конструкций:
Учеб, пособие для вузов/В. М. Р ы б а ко в, Ю. В. Ш и р-
шов, Д. М. Чернавский; и др. — М.: Стройиздат,
1992.— 14 л.: ил.
Представлены современные научные взгляды на фи-
зику сварного соединения, даны технико-экономические
характеристики основных видов сварки, приведены спо-
собы управления свойствами сварного соединения, ме-
ры по уменьшению негативного влияния сварочных на-
пряжений и деформаций на состояние сварной конст-
рукции. Рассмотрены общие вопросы по технологии свар-
ки строительных конструкций в заводских условиях и на
строительных площадках.
Для студентов строительных вузов.
Афанасьев А. А., Данилов Н. Н., Бучар Г.
Технология монолитного бетона и железобетона: Учеб,
для вузов. — М.: Стройиздат, 1992. — 21 л.: ил.
Даны теоретические основы и практические положе-
ния по методам и средствам выполнения всех техноло-
гических этапов при возведении монолитных зданий и
сооружений. Особое внимание уделено индустриализа-
ции технологических процессов, в том числе в экстре-
мальных природно-климатических условиях, особенностям
технологии при техническом перевооружении и реконст-
рукции предприятий, обеспечению качества строитель-
ной продукции. Намечены пути дальнейшего совершен-
ствования технологии монолитного бетона и железобе-
тона.
Для студентов инженерно-строительных вузов, обу-
чающихся по специальности «Промышленное и граждан-
ское строительство».
Берлинов М. В., Ягупов Б. А. Расчет основа-
ний и фундаментов: Учеб, для техникумов. — 2-е изд.,
перераб. и доп. — М.: Стройиздат, 1992.— 15 л.: ил.
Приведены общие сведения о методах расчета осно-
ваний и фундаментов по предельным состояниям. Рас-
смотрены примеры определения напряжений в основа-
ниях при действии внешней нагрузки, различные вари-
анты расчета и конструирования фундаментов. Изд. 1-е
вышло в 1986 г. Изд. 2-е переработано и дополнено прак-
тическими рекомендациями по проектированию и рас-
чету фундаментов зданий и сооружений в условиях ре-
конструкции.
Для учащихся строительных техникумов.